Кудзис. Железобетонные и каменные конструкции. Ч.2. Конструкции промышленных и гражданских зданий и сооружений - Кудзис А.П.

Автор: Кудзис А.П.

Теги: cтроительная механика графический и аналитический методы статики для исследования и расчета строительных конструкций строительство строительные конструкции железобетонные конструкции издательство высшая школа

ISBN: 5-06-000160-1

Год: 1989

Похожие

Железобетонные и каменные конструкции. Часть 2. Конструкции промышленных и гражданских зданий и сооружений

Железобетонные и каменные конструкции. Ч.1. Материалы, конструирование, теория и расчет

Инструкция по расчету несущих конструкций промышленных зданий и сооружений на динамические нагрузки

Справочник проектировщика промышленных, жилых и общественных зданий и сооружений. Книга 1

Текст

^ ' ^Ч-*>^/
'%Ч
А.П.КУДЗИС
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ
И КАМЕННЫЕ
КОНСТРУКЦИИ
Конструкции
промышленных
и гражданских
зданий
и сооружений
й

А.П.КУДЗИС
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ
И КАМЕННЫЕ
КОНСТРУКЦИИ
В 2 ЧАСТЯХ
Часть 2
В
Конструкции
промышленных
и гражданских
зданий
и сооружений
Допущено
Государственным комитетом СССР
по народному образованию
в качестве учебника для студентов
высших учебных заведений
по специальности «Промышленное
и гражданское строительство»
Москва
«Высшая школа» 1989

ББК 38.5
К 88
УДК 624.04
Рецензенты: кафедра «Железобетонные и каменные
конструкции» Всесоюзного заочного инженерно-строительного института
(зав. кафедрой д-р техн. наук, проф. В. М. Бондаренко); д-р
техн. наук, проф. Н. Н. Попов (Московский
инженерно-строительный ин-т им. В. В. Куйбкппева).
Кудзис А. П.
К 88 Железобетонные и каменные конструкции:
Учеб. для строит, спец. вузов. В 2-х частях. Ч. 2.
Конструкции промышленных и гражданских
зданий и сооружений.— М.; Высш. шк., 1989. 264 с.:
ил.
ISBN 5-06-000160-1D.2)
в учебнике на высоком уровне современной науки н техники
приведены основы проектирования сборных и монолитных конструкций,
а также рассмотрены прииципы их изготовления и возведения. Большое
внимание уделено вопросам расчета и консфуироваиия фундаментов.
3305000000D309000000)—313
К ^, , _ ' 223—89 ББК 38.5
001@1)-89 6С4
Учебное издание
Кудзис Антанас Пранович
ЖЕЛЕЗОБЕТОШ1ЫЕ И КА1У1ЕШ1ЫЕ КОНСТРУКЦИИ
В 2-х частях
ЧАСТЬ 2. КОНСТРУКЦИИ ПРОМЫШЛЕННЫХ
И ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
Зав. редакцией Б. А. Ягупов. Редактор Л. К. Олейник. Мл.
редактор О. С. Смотрина. Художественный редактор А/. /'.
Мицкевич. Художник В. Н. Хомяков. Технический редактор /'. А.
Фетисова. Корректор /'. А. Чечеткина.
ИБ № 8023
Изд. № СТР-562. Сдано в набор 26.10.88. Поди, в печать 17.04.89.
Формат 60x88'/i6. Бум. кн.-журн. Гарнитура Тайме. Печать офсетная.
Объем 16,17 усл. печ. л. + 0,25 усл. печ. л. форзац 16,42 усл. кр.-огг.
16,68 уч.-нзд. л. + 0,22 уч.-изд. л. форзац. Тираж 30000 зкз. Зак. № 258.
Цена 90 коп.
Издательство «Высшая школа». 101430, Москва, ГСП-4, Неглинная yjr,
д. 29/14.
Ордена Октябрьской Революции и ордена Трудового Красного Знамени
МПО «Первая Образцовая типофафия» Государственного комитета
СССР по делам издательств, полиграфии и книжной торговли. 113054,
Москва, Валовая, 28
ISBN 5-06-000160-1D.2) dj Издателыггво «Высшая школа »,
ISBN 5-06-000495-3 1989

Предисловие
При изложении материала второй части
учебника «Железобетонные и каменные конструкции»
учитывалось решение XXVIl съезда КПСС по подготовке
высококвалифицированных инженеров широкого профиля, в том
числе обучающихся по специальности «Промышленное
и гражданское строительство». Учебник составлен с
учетом рекомендаций программы данной дисциплины, а
также новейших требований, предъявляемых к повышению
уровня индустриализации и качества конструкций зданий и
сооружений.
В данной части учебника приведены основы
проектирования сборных и монолитных конструкций, а также
рассмотрены принципы их изготовления и возведения. При этом
указаны направления научно-технического прогресса в облас-
1И усовершенствования несущих конструкций зданий и
сооружений. Подробно рассмотрены железобетонные
конструкции плоских перекрытий, конструктивные решения
каркасных многоэтажных и одноэтажных промышленных зданий, а
шкже гражданских каркасных зданий и бескаркасных зданий
со стенами из крупных панелей, каменной кладки и
монолитного бетона.
Больиюе внимание уделено вопросам конструирования
и возведения фундаментов. Имея в виду, что всем
инженерам-строителям приходится встречаться с проблемами
фундаментостроения, в учебнике приведены конструкции
фундаментов мелкого и глубокого заложения, свайных
фундаментов, а также фундаменты сооружений башенного
типа и под оборудование. Даны принципы расчета усилий
фундаментов с учетом совместной работы основания,
фундаментов и надфундаментной конструкции здания или
сооружения.
При изложении материала тонкостенных
пространственных конструкций рассмотрены прогрессивные
сборные оболочки и складки, которые целесообразно
применять в массовом строительстве общественных и промыш-

ленных зданий. Подробно рассмотрены конструкции
сборных и монолитных инженерных сооружений разного на-
з>1ачения. Приведены новейшие требования к
конструкциям, эксплуатируемым в условиях агрессивной среды,
высоких или низких температур и в сейсмических
районах. В конце книги изложены способы восстановления,
разгрузки и усиления железобетонных и каменных
конструкций.
Учебник написан заведующим кафедрой железобетонных
конструкций Вильнюсского инженер"но-строительного
института, членом-корреспондентом Академии наук ЛитССР,
д-ром техн. наук, проф. А. П. Кудзисом.
Автор приносит глубокую благодарность рецензентам
учебника: сотрудникам кафедры железобетонных и каменных
конструкций ВЗИСИ (зав. кафедрой д-ру техн. наук, проф.
В. М. Бондаренко) и д-ру техн. наук, проф. И. И. Попову за
ценные рекомендации по улучшению учебника.
Автор

1
ГЛАВА
Принципы
проектирования
железобетонных
и каменных
конструкций
1.1. Общие рекомендации
и система автоматизированного
проектирования
Выбор конструктивного решения. Для железобетонных
и каменных конструкций требуется применять эффективные
строительные материалы, соблюдать требования по их
экономическому расходованию, а также полностью использовать физико-
механические свойства бетона, кладки и арматуры.
В строительстве рекомендуется применять эффективные
индустриальные конструкции, -позволяющие выполнять строительно-
монтажные работы при наименьших трудовых, материальных,
денежных и энергетических затратах, расходуемых на
предприятиях и стройплощадке. Конструкции из монолитного железобетона,
возводимые с помощью современной крупногабаритной опалубки
или методом подъема перекрытий с применением
механизированных способов подачи и укладки бетона, также относятся к
эффективным индустриальным конструкциям.
Бетонные и каменные элементы следует применять
преимущественно в конструкциях, работающих на сжатие при небольишх

эксцентриситетах приложения продольных сил. В таких случаях
прочность элеменюв обеспечивается бетоном и каменной кладкой
без применения продольной арматуры. . Изгибаемые бетонные
элементы допускается применять, если они лежал на сплошном
основании. При этом следует иметь в виду, чю разрушение
несуших каменных и бетонных конструкций, как правило, носит
хрупкий характер и весьма часто без явных предвари гсльных
признаков разрушения.
Проектирование конструкций зданий и сооружений,
предназначенных для работы в условиях агрессивной окружающей среды и
повышенной температуры, должно весгись с учегом применения
специальных строительных материалов, а также с учетом затра!
на ремонт, восстановление и усиление конструкций. Во всех
случаях должна быть обеспечена огнестойкость железобетонных,
бетонных и каменных конструкций.
Желательно при проектировании зданий и сооружений
подобрать такие конструктивные решения, при которых можс! быть
использована несущая способность ограждающих элеменюв и
соблюдено минимальное количество типов изделий. При этом
следует учитывать технологичность изготовления, мошажа и
возведения конструкций. Конструктивные решения должны
гарантировать простоту и надежность сопряжений элементов, а также
самофиксацию сборных конструкций при их монтаже. Размеры
сборных конструкций следует назначать с учетом i рузопод1.смпых
средств на заводе и стройп.'юшадке, а также с учетом условий их
перевозки.
Предварительное напряжение элементов применяют в
целях снижения расхода материалов, повышения трепцпюстой-
кости. жесткости и прочности конструкций, а также
обжатия их стыков. Предпочтение отдае1Ся сборным
предварительно напряженным крупногабаритным конструкциям,
изготовляемым из высокопрочных бетонов и арматуры, а
также конструкциям из легких бетонов. При этом особое
внимание Д0ЛЖ1Ю быть обращено на прочность и долговечность
соединений. Они должны обеспечить надежную передачу
усилий и хорошую связь С1ЫКОВОГО бетона, раствора,
полимерной смолы и т. п. со стыкуемыми элементами. Исходя из
условий повышения вероятности безопасности и эксплуатационной
пригодности в строительстве целесообразно применять
изгибаемые элементы таврового и двутаврового сечений. Это
объясняется тем, что в таких сечениях плечо внутренних сил
изменяется в небольишх пределах даже при больиюй
изменчивости сопротивления бетона.
Вопрос выбора рационального конструктивного решения
зданий и сооружений неотделим от подбора правильного сочетания
монолитного и сборного железобетона, а также каменной кладки.
Применение монолитного железобетона ведет к эффективному

повышению надежности конструкций, так как при этом
сокращается число стыков и сопряжений, необходимых в системах из
сборных изделий. Число стыков в конструкции можно уменьшать
также путем увеличения размеров сборных элементов. Однако при
таком подходе следует иметь в виду, что надежность
крупногабаритных изделий несколько снижается. Например, при удлинении
сборных колонн малоэтажных каркасов количество их стыков
уменьшается, однако при этом повышается изменчивость
сопротивления по длине элементов. Кроме того, увеличивается
опасность повреждения колонн большой длины при их изготовлении,
транспортировке и монтаже.
В некоторых случаях рациональным конструктивным
решением может оказаться такое, при котором предусмотрено
прекращение эксплуатации промышленного здания или сооружения
через сравнительно небольшой период времени и демонтаж
его конструкций. Такой подход к проектированию
обусловливается также тем фактом, что при сокращении срока службы
конструкций можно более точно оценивать и снижать временные
нагрузки.
При проектировании должны приниматься конструктивные
схемы, обеспечивающие прочность, устойчивость и
пространственную неизменяемость зданий и сооружений в целом, а также
отдельных конструкций на всех стадиях возведения и
эксплуатации. Расчетные схемы должны отвечать принятым
конструктивным решениям. По необходимости должны предусматриваться
временные крепления конструкций.
На рабочих чертежах или в пояснительной записке к ним
указывают расчетные схемы и усилия, нагрузки, классы и марки
бетонов, растворов и камней, а также требования о
систематическом контроле их качества, вид, класс и марку арматуры, номер
технических условий на данный вид арматуры, номер
государственных стандартов, условия и нормативные документы по
сварным соединениям. Если требуется, то приводятся способы
антикоррозионной защиты и защиты конструкции от воздействия
высоких температур.
Для сборных элементов, кроме того, указывают наименьшие
размеры опорных участков, места для их захвата, требования о
нанесении меток (рисок) и маркировки (надписи), обеспечивающих
правильность положения элементов. Здесь же отмечают
отпускную прочность бетона, массу сборного элемента, схемы
испытания, величины нагрузок, прогибов и других контролируемых
величин.
Система автоматизированного проектирования. Современное
проектирование железобетонных и каменных конструкций
основано на режиме взаимодействия или диалога инженера с ЭВМ. При
таком подходе система проектирования состоит не из набора
программ, а включает ряд так называемых обеспечений: методи-

ческой (MeO), математической (МаО), лингвистической (ЛО),
программной (ПО), информационной (ИО), технической (ТО)
и организационной (ОО). Данная система называется
системой автоматизированного проектирования или просто
САПР.
Задачи САПР состоят в автоматизации всего процесса
проектирования от исходных расчетных данных и конструирования
конструкций до получения рабочих чертежей элементов. Однако
могут быть автоматизированы .тишь проектные процессы,
предназначенные для расчета статически неопределимых,
континуальных и других с.южных конструкций.
Особенности САПР при проектировании несущих
конструкций заключаются в многообразии типов з.тементов и их
внешних воздействий, раз.тичии габаритов и расчетных схем,
характере развития и перераспреде.тения уси.тий и т. д. Кроме того,
качество конструкций оценивают не то.тько по механическим,
техническим и экономическим, но и по эстетическим показате.тям.
Поэтому Д.1Я программного (ПО) и информационного (ИО)
обеспечений САПР предъявляют грсбования по возможности
дополнения и иск.тючения любых составных их частей без
переработки ПО и ИО.
Многие процедуры автоматизированного проектироваг!ия
являются формальными, которые выполняют ЭВМ без вмешате.тьства
проектировщика. При помощи формалп.щ>1х процедур
проверяются прочность, трепщностойкость и жесткость конструкций,
определяется п.юшадь сечения рабочей арматуры при залан1н>1х размерах
поперечного сечения э.тементов и т. п. Частичная творческая
деятельность проектировщика имеет место, если при этом
варьируются размеры элементов, принимаются рен1ения о
переходе к новым к.1ассам арматуры и бетона и т. д. Творческая
деяте.тьность инженера прояв.тяется при рслпепии задачи опти-
ма.тыюго проектирования в условиях частичной или по.шой
неопреде.тениости.
Степень участия проектировп1ика в автоматизированном
проектировании зависит от тою, как вьшолняется процесс
проектирования: неразрывно на ЭВМ от начала до конца
проектного решения, с его дроб.тением на отде.тьпые такты и с
использованием специа.1ьных средств (терминалов, дисп.теев и
т. д.). Последний режим процесса проектирования
применяют на стадии создания технических решений, тогда как
неразрывный режим испо.тьзуют при разработке рабочих чертежей
конструкций.
Входные данные проектирования представ.тяют в виде таб.тиц
специа.1ьной формы и вводят в ЭВМ при помонш транслятора.
В конце расчета, вьцю.ншнного на ЭВМ. результирующая
расчетная информация выдается также в табличной форме. Та часть
результирующей информации, которая требуется для последующе-

го вычерчивания на графопостроителях
чертежей, записывается на магнитные
постели.
Процедуры конструирования эле-
.ментов де.тятся на три группы. К
первой относятся форма.тьные
операции конструирования, требующие
многокрагпо!о перерасчета консгрук-
ции. Процедуры второй группы
обеспечивают автома1изацию операций
подбора и расстановки арматуры в
конструкциях и т. п. Трегья группа
процедур предназначена д.1я
проверки нормативных ограничений
конструктивною и техно.югического
характера.
wfffjff/^ffrrfttijjrrrffirA
g^;-^
±0,000
:>у
IFT^
Sr-7=—
IL
■6
Рш. I.I. i смпературно-оса-
ЛОЧПЫЙ uioB на парных
колоннах;
/ ко.юнна; 2- батка: 3 —
плита; 4 рандбалка; 5—степа;
rt фупламент; 7" осадочный пюв
1.2
Деформационные и осадочные швы
Деформационные швы. Под в.тиянием изменения
температуры окружающей среды в железобетонных конструкциях и в
каменной к.1адке возникают деформации укорочения и.ти
удлинения. Такие же деформации возникают вс.тедствие усадки и
набухания бетона. При нерав1Юмерной осадке основания
конструкции получают деформации как в вертика:ц,ном. так и в
горизонта.тьном направлениях.
Если железобегонные и каме1тые конструкции являются
сплоищыми и тем более представляют собой статически
неопределимые системы, го ог изменения температуры, усадочно-влаж-
постных условий и ог неравномерной осадки фундаментов в них
возникают дополни гельные усилия. Они могут стать причиной не
только образования и развития нежелщельных трещин, но и
разрушения элементов.
Чтобы предотвратить появление трещин и уси.тий
недопустимой ве.тичины, стены по д.1ине разрезают вертикальными швами.
Такие швы в железобетонных каркасах осуществляют путем
устройства двойных колонн (рис. 1.1).
Рассгояния между температурно-усадочными швами L до.тжно
устанав.тиваться расчетом. Расчетная зимняя температура
наружного воздуха t^ принимается как средняя температура воздуха
наибо.тее холодной пятидневки в зависимости от района
строительства. Влажность воздуха окружающей среды определяется как
средняя относите.1ьная в.тажность наружного воздуха наибо.тее
жаркого месяца. Расчет можно не производить при расчетных
зимних температурах наружного воздуха выше 40 С, ести
расстояния между деформационными швами не превышают
величин, приведенных в таб.т. 1.1. Однако предварите.тьно напря-

Таблща 1.1. Наибольшие расстобишя между температурио-усадочны-
ми швами, м
Вид консгрукций
Бетонные:
сборные
монолитные при конструктивном
армировании
монолитные без арматуры
Железобетонные:
сборно-каркасные одноэтажные
сборные сплошные многоэтажные
сборно-монолитные и монолитные
каркасные
сборно-монолитные и монолитные
сплошные
Каменные:
из глиняного кирпича, природных камней
и крупных бетонных блоков при t^ ниже —
го^'С
то же, при t^ 20° С и выше
из силикатного кирпича и бетонных
камней при ti ниже — 20" С
то же, при t^ 20° С и выше
При примеиеиии консгрукций
в
отапливаемых
зданиях или в
фунте
40
30
20
72
60
50
40
60...120
100...120
40...60
50... 100
в
неотапливаемых зда-
1ШЯХ
35
25
15
60
50
40
30
40...80
70... 140
30...40
35...70
на
открытом
воздухе
30
20
10
48
40
30
25
30...60
50... 100
20... 30
25...50
Примечания, I. Для зданий с железобетонным каркасом значетшя рассгояния между
температурно-усадочными швами определены при отсутствии связей шш при расположении их
в середине температурного блока. 2. Если рассгояния между поперечными стенами в каменных
зданиях не превышают высоты зда1шя и не более 20 м, то допускается yBejm4HBaTb расстоя1Шя
между швами сген на 25%. 3. Нижняя фаница рассгоя1шя между швамн относится к каменной
кладке на расгворе прочности /?2>5МПа, а верхняя /?2$0,4МПа.
женные конструкции, к которым предъявляются требования 1-й и
2-й категории трещиностойкости, подвергаются расчету во всех
случаях. Во всех случаях расстояния L должны быть не более 150
A20 м) и 90 м G2 м) для зданий из сборных и сборно-монолитных
или монолитных конструкций (в скобках приведены значения для
неотапливаемых зданий).
В каменных стенах, связанных с железобетонным или
стальным каркасом, деформационные швы должны совпадать со швами
каркаса. В тех случаях, когда рекомендации табл. 1.1 не могут
быть соблюдены, на уровне междуэтажных перекрытий и в
междуцокольных поясах укладывается продольная арматура. Из
табл. 1.1 видно, что температурные отсеки зданий со стенами из
силикатного кирпича или бетонных камней имеют наименьшую
длину, чем со стенами из глиняного кирпича, для которых
коэффициент линейного расширения примерно в 2 раза меньше.
Расстояния между швами в крупнопанельных зданиях не должны
превышать 80 м.

Осадочные швы. Они разрезают стены и каркас (включая их
фундаменты) при сопряжении участков здания, расположенных на
разнородных грунтах или фундаментах различного типа. Такие
И1ВЫ устраивают также при пристройке конструкций к суи1ествую-
И1им зданиям или при значительной разнице в высотах отдельных
частей зданий и сооружений, превьипающей 10 м. Осадочные И1вы
служат одновременно и температурно-усадочмыми И1вами зданий.
Рхли темпера!урно-усадочные швы не нужны, то вместо
осадочных П1ВОВ можно устроить вкладные пролеты из балок и плит
перекрытия и !Юкрытия.
1.3 Стандартизация
и допуски конструкций
Стандартизация, унификация и типизация ..онструкций.
Стандартизацией называют правила, нормы и требования по
обеспечению оптимального количества различных элементов,
повышению производительности труда, снижению расхода
материалов и энергии в строительстве. Она связана с последними
достижениями строительной науки, техники и способствует
прогрессу железобетонных и каменных конструкций. Стандартизация
основана на некоторых принципах. К ним относятся принципы
системиосги (комплексной стандаргизацки), предпочтительности
(систематизации параметров), взаимозаменяемости и
взаимоувязки конст, укций и др.
Уиифика11и.ч и munusaifu.'i относятся к методам стандартизации
конструкций, по"воляюп1ие рациона ыю уменьшать количество
видов, типов и р'13мероч их элементов, поэтому различные
конструкции могут б!.1ть смонтированы и возведены при наличии
сравпите.тык) iicoojk люго количества 1Ипов элементов, Унифика-
пмя и типизация сборных ко-'струкций производятся с учетом
техголо!ичности их изготовления, складирования, укрупнения
перед польемом и монтажом, а также экономичного
использования юпливио-эне; гетических ресурсов.
Взаимоувязка размеров изделий обеспечивается Единой мо-
дyль^юй системой в стпоительстве (ЕМС). Обишм государст-
венны.м модулем являсгся 100 мм Ш). Номинальную
ширину naiK 1ей перекрыт! i и noi рытия выбирают в интервалах
1,2... 1.5 м: 2.4...3,6; 4,2...6 м и кратной ЗМ. Высоту стеновых
панелей промышленных и гражданских зданий принимают
кратной соответственно 12 и ЗМ.
Практика сгроительства показывает, что для типовых
элементов цслссообразио сохранять одни и тс же размеры поперечного
сечения. С увеличением пролета несущую способность изгибаемых
элементов можно повышать путем уве:шчсния количества армату-
рь!. Увеличение нагрузки па колонны можно учитывать
повышением прочносги бетона и г. п. В нашей стране созданы каталоги для
II

всех наиболее распространенных сборных конструкций. При этом
номенклатура типовых изделий соответствует набору
унифицированных габаритных схем зданий и сооружений и включает в себя
как несущие, так и ограждающие элементы.
Дополнительная экономия бетона и арматурной стали может
быть достигнута при использовании каталога типовых опалубных
чертежей сборных конструкций. Для монолитных конструкций
следует предусматривать унифицированные размеры элементов,
позволяющие применять в строительстве инвентарную опалубку и
укрупненные пространственные арматурные карк;,:ь;.
Погрешности и допуски размеров. В процессах :;^;с:сзлс:п;;1,
монтажа и возведения железобетонных и каменных конструкций
неизбежно возникновение погрептостей конструктивных размеров.
Напомним, что конструктивный размер сборного элемента
меньше номинального на ю.цципу шва или зазора. По1реп1ность или
разность между проектным и натурным размером составляет
Ах-х.-А-,, A.1)
где Х; — фактическое значение параметра; Х^~ проектное его
значение.
Погрешность размеров подраздсаяют на случашше,
вызываемые случайными факторами, систематические. изменяюпщеся по
определенному закону, и грубые, причинами которых являются
упущения в расчетах или при производстве и возведении
конструкций. Случайные погрешности являются неизбежными,
систематические ошибки могут быть учтены или устранены, а грубые - не
должны допускаться.
Точность размеров элементов характеризуется случайными и
систематическими отклонениями. Они представляются в виде
статистических оценок (статистик), основными из которых
являются среднее квадратическое отклонение или стандарт sX,
коэффициент вариации ЪХ и систематическое отклонение кХ, которые
определяют по формулам:
sX=\/in-\)^t{x~X^)\ A.2)
8A'=.vA'/A',. A.3)
kX=\/(n-\)t{x,-X,), A.4)
i= 1
где X„ -среднее значение параметра; Х^ — проектное значение.
Достоверность статистики кХ по A.4) систематической
погрешности имеет большое практическое значение для объективной
оценки точности размеров конструкции, так как обнаружение и
устранение систематических ошибок является сравнительно
сложной задачей.

Влияние случайных
погрешностей на точность
размеров элементов
следует учитывать методами
теории вероятностей и
математической статистики.
Распределение погретнос-
гей обычно подчиняется
нормальному закону. Кри- ~^-^(
вые плотности
вероятности распределения
случайных погрешностей
характеризуют культуру
строительного производства и
позволяют вычислять ве-
Р^Рг^Рз
Рис. 1.2. К оценке вероятности, что случайная no-
[ peiuiiocTb Дл, меньше допустимой величины А.х
при CTpoiOM (/), среднем B) и слабом C)
контроле техноло1Ии строительного производства
роятностные показатели качества конструкций (рис. 1.2). Такие
показатели выражаются плопшдью, ограниченной кривой
нормированного нормальною распределения и вертикальными линиями.
Так как максимальная площадь равняется единице, то
вероятностный показатель
/>=P{Aa-,^Ax,J^1, A.5)
где Ах,i„ допуск, т.е. допустимое значение случайной
погрешности.
Вследствие недопустимых отклонений размеров сборных
элементов от номинальных величин усложняются монтажные работы
или возведение конструкций становится даже невозможным.
Кроме того, отклонение размеров по длине сборных элементов
может стагь причиной возникновения допол1Штельных усилий в
статически неопределимых консгрукциях.
Допуск размеров назначают с учетом их величины, а также
технологии производства и возведения конструкций. Допуски бывают
конструктивными и технологическими. Первые из них определяют
по условиям эксплуатационных требований к конструкциям и
взаимозаменяемости элементов одного типа. Конструктивные допуски
относятся к габаритным размерам (длине, ширине, высоте и т. п.)
и сопряжениям (зазору, смещению граней или осей, площадью опи-
рання элементов и т. д.). Следует иметь в виду, что требования по
размерам зазоров в пределах 10...20 мм и точности монтажных
работ в строительстве М01ут быть выполнены лишь при строгом
контроле размеров форм и опалубки железобетонных конструкций.
1.4.
Принцип расчета усилий
Особенности учета нагрузок и воздействий. Расчешые
схемы несущих консгрукций должны наиболее точно отражать
действигельную работу системы под внешним воздействием и тем

самым дать действительное распределение внутренних усилии.
Основной причиной возникновения усилий в железобетонных и
Каменных конструкциях являются внешние нагрузки, включая
большой собств.^нный вес несущих ограждающих элементов.
Кроме того, в расчетах уиитывают всевозможные
неблагоприятные сочегания эксплуатационных нагрузок и во-^действик
окружающей среды. К неблагоприятным воздействиям среды на
конструкции относятся температурио-влажностные воздействля,
технологическая температура, сухой, жаркий или суровый
северный климат, внутренняя агрессивная среда и пожар.
Из-за приложения сил предварительного обжатия, усадочных
дефор» 1ЦИЙ, изменения температурно-влажностного режима
окружающей среды и других воздействий в конструкциях возникают
вы11\ денные усилия. Вследствие смс1цсния опор и фундаментов
или изменения схемы пагружения системы при се замыкании
конструкции получают вынужденные деформации и
соответствующие вынужденные усилия. Под замыканием конструкции
понимается создание статистической неопределимости системы после
того, как на ее элементы передались значительные нагрузки,
например, при возведении сборно-монолитных конструкций. Под
усилиями, вызванными вынужденными перемещениями, следует
110нимать разность между усилием от внешней нагрузки при
работе конструкции как статически неопределимой системы и
усилием при работе конструкции по разрезной схеме.
Сборно-монолитные конструкции, а также монолитные
конструкции с несущей арматурой рассчитывают для двух стадий
работы, т. е. до приобретения монолитным бетоном заданной
прочности на воздействие собственного веса и монтаж нагрузок, а
после ее приобретения — на нагрузки, действующие на данном
этапе возведения и при жсплуатации конструкции.
Коэффициент сочетания временных нагрузок при расчете балок,
ригелей, плит, а также колонн и фундаментов, воспринимающих
нагрузки от одного перекрытия, составляет:
i|/^,=0,4 + 0,6/V'^m7 A.6)
для помещения жилых, служебных и учебных зданий при грузовой
площади /4>Л1=9м^;
11/^2 = 0,5 + 0,5/Ул/л; A.7)
для залов, производственных помещений и хранилищ при
А>А2 = Ъ() м^
При расчете колонн, стен и фундаментов многоэтажных зданий
коэффициент сочетания соответственно составляет
vl/„i=0,4 + (vl/^,-0,4)/y;^, A.8)
vl'„2 = 0,5 + (v|/^2-0,5)/y^, A.9)

гггттттттттт
Рис. 1.3. Расчетные схемы сборной колонны (а) и стропильной фермы (S) в
процессе подъема:
/ монтажные фещины
где п- число перекрытий, учитываемых в расчете над
рассматриваемым сечением (этажом) здания.
Нагрузку от веса перегородок принимают с учетом их
жесткости и расположения вдоль или поперек плит перекрытия, а
также места расположения проемов.
Сборные железобетонные колонны при монтаже могут noдвq>
гаться поперечному изгибу в такой степени, что они получат
трещины недопустимой величины (рис. 1.3, а). Нежелательрше
трещины могут образовываться в верхнем поясе железобетонной
фермы при ее подъеме по схеме, приведенной на рис. 1.3,6.
Трещины могут стать причиной значительных пластических
деформаций бетона и арматуры, а также погашения
предварительного напряжения. Они могут снижать жесткость и несущую
способность элементов. Во избежание снижения сопротивления
элементов рекомендуют их подъем и транспортирование
производить в рабочем положении.
При расчете элементов сборных конструкций на воздействие
усилий, возникаюищх при их подъеме, транспортировании и монтаже,
нагрузку от собственного веса элементов следует вводить в
расчетах с коэффициентом динамичности, равным не менее 1,6 при
транспортировании и не менее 1,4 — при подъеме и монтаже.
Перераспределение усилий. Как известно, усилия в элементах
статически неопределимой стержневой системы зависят от изгиб-
ной жесткости их поперечных сечений В. Для железобетонных
элементов жесткость В не является постоянной величиной.
С увеличением внешней нагрузки, вынужденных воздействий и
продолжительности эксплуатации конструкции жесткость В
снижается. Причинами снижения жесткости сечений элементов являются
раскрытие и развитие треищн, пластические и вязкие деформации
бетона, неупругие деформации арматурной стали и т. д.
Жесткость сечений меняется также вследствие ухудшения
физико-механических свойств материалов конструкции, находящейся в
условиях агрессивной окружающей среды.
15

Поскольку в отдельных участках статически неопределимых
систем жесткости сечений снижаются с различной интенсивностью,
то в ее элементах происходит перераспределение усилий. Под
перераспределением усилий понимается любое изменение в
соотношении усилий в сечениях элементов конструкции, которое
подчиняется закону изменения жесткостей лих сечений.
Инженерные методы расчета конструкций на перераспределение усилий
разработаны А. А. Гвоздевым и С. М. Крыловым.
Расчеты СыИдегельствмот, что с течением времени усилия в
элементах конструкции ог внен1ней жсплуатационной нагрузки
практически не меняются. Однако под влиянием ползучести
бетона усилия, вызываемые смещением опор, усадкой бетона,
температурой и другими длительными воздействиями, смягчаются
со временем. Они могут снижа1ься в несколько раз.
При больших нагрузках в наиболее напряженных участках
конструкции трещины быстро развиваются, сцепление арматуры с
бетоном снижается и жесткость нормальных сечений сильно
падает. При лом высота сжатой зоны снижается, сжимающие
напряжения здесь возрастают и разви"ается нелинейная
ползучесть бетона. Так как одновременно развиваются в арматуре
пластические деформации, то в данных участках элементов
возникают большие местные деформации, называемые
пластически. ■ шарнирол'
В статически определимых конструкциях появление
пластического шарнира является причиной значительного взаи\ юго
поворота частей элементов, сопровождаемого снижением высоты
сжатой зоны и разрушением бетона. Наоборот, в слатически
неомределимых конструкциях появлеиг^ пластического niapnnpa не
является причиной разрун1ения элемента, так как лому
препятствуют лишние связи системы в других опасш^х зонах с небольишми
пластическими деформациями. Полому разрун1ение бетона в
пластическом Н1арнире происходит лин1Ь после перераспределения
усилий между отдельными сечениями, и потери геометрической
неизменяемости системы, т. е. в стадии ее предельного равновесия,
в данной стадии деформации ползучести бетона не оказывает
влияния на перераспределение усилий.
Учет перераспределения усилий дает возможность более
правильно оценивать напряженное состояние системы, а тем самым
позволяет проектировать 6o.iiee рациональные конструкции,
снижать расход арматурной ста;ш, а также облегчать конструкции
узлов и стыков конструкции.
Усилия от эксплуатационных воздействий. В эксплуатационной
стадии расчел усилий в статически неопреде;шмых конструкциях
производят многократным повторением рен1ений уравнений с
корректировкой жесткости э-иемснтов системы. При расчете на
ЭВМ каждый элсмс1гг системы разбивается на достаточно
больнюе число участков.

Первоначально систему рассчитывают по упруго{| схеме.
По полученным усилиям определяют кривизны р и
жесткости сечений В=М/р элементов с трещинами в растянутой
зоне бетона. Учет уточненных величин В приводит к
новым значениям усилий. Расчет повторяется до тех пор, пока
разница в усилиях смежных л апов расчета не превышает заданной
точности.
В рамных конструкциях образования трещин ма;ю влияет на
поперечные силы Q в ригелях и на нормальные силы N в
колоннах. Поэтому их можно принимать по данным первой
итерации расчета, т. е. по расчету по упругой схеме. На
нормальные силы в ригелях образование трещин влияет ощутимо,
однако сами силы невелики, а полому их можно не учитывать
или принимать как в упругой системе.
Для упрощения расчета усилий в стадии жсплуатации
конструкции можно принимать, что жесткость сечения элементов с
трещинами в растянутом бетоне является постоянной по всей их
длине. Приведенная жесткость сечения
В,,, = В,+{В,-В,)х,,,. A.10)
Здесь fi, и ^2 — жесткости опасного нормального сечения элемента
соответственно при отсутствии и наличии нормальных трещин;
\ed = (^xp[-{M^- М,,, )/(х, М,,,)] A.11)
— коэффициент приведения, где М„ и Л/„^ — соответственно
предельный момент и момент образования трещин в опасном
сечении, Х; коэффициент, равный 1,25 при однозначной и 1,5 при
двузначной эпюре моментов по длине стержня конструкции.
С учетом приведенных жесткостей сечений элементов В,^^ по
A.10) расчетная система канонических уравнений метода сил
принимает вид
8u@8u,m(f),-.8,„(^)8,„.m(f)
8,/@ + 8i. + 6i,@
8„/@ + b„. + 6„,(f)
■^,(^)
^n(t)-Xn
A.12)

Здесь п — число статической неопределимости системы; б,//) —
перемещение основной системы по направлению лишнего
неизвестного X;{t) ОТ усилия Xj=\; б,у,„(/) — среднее значение данного
перемещения; 5jj(/)--перемещение основной системы по
направлению лишнего неизвестного х,(/) от внешних нагрузок и, сил
предварительного обжатия; б,^" то же, от смещения (осадки)
опор; 6j,(;) — то же, от усадки бетона и температурно-влажностно-
го режима окружающей среды; x{i) — усилие, возникающее в
системе в начальный момент времени; х,(;) — то же, к моменту
времени /.
Учет податливости узлов рам. Узлы железобетонных рам могут
быть жесткими и податливыми. Упругожесткими, или просто
жесткими, узлами являются узлы монолитных железобетонных
конструкций. При повороте жестких узлов касательные всех
примыкающих к нему ригелей и колонн поворачиваются на один и
тот же угол. Упругоподатливыми, или просто податливыми,
узлами являются узлы конструкций из сборных элементов.
Параметры (коэффициенты) податливости с и жесткости к= \jc
вычисляют для каждой стадии работы статически неопределимой
конструкции под нагрузкой с учетом степени и продолжительности
нагружения. Большинство узлов и сборных рам состоит из
сплошных колонн и примыкающих к ним ригелей. Основные типы
узлов рам и их расчетные схемы приведены на рис. 1.4. Как видно
S)
7'
\Li
к = 100... 500 MH-MJpad
-г
П = Ю...50МН-м1рад
г)
к-0
1-
Л 2а1ъ
7.
У.
'л
Г
Рис. 1.4. Упругожесткое (а), упругоподатливое F, в) и шарнирное (г) сопряжение
ригелей с колоннами рам:
/ — упругий элемент шарнира; 2—защемление узла системы при ее расчете методом
перемещений
18

из схемы на рис. 1.4,6, податливость крепления ригелей к
колоннам изображается как при июрнирном соединении, однако с
упругими элементами между примыкаюишми ригелем и колонной.
При расчете рам учитывается соотноиюние погонных жест-
костей /| = 5,//,- элементов, где 5,- жесткость поперечного сечения
/-IO элемента. МНм^, и /, ею расчетная длина, м. Поэтому
необходимо парамегр жесткости А также выразить через погонную
жесткость одного из стыкуемых стержней, например любой
кoлo^нIЫ рамы. Таким обрачом в расчег вводится параметр
Перемен1ения основной системы меюла сил от единичных сил
и внеишей нагрузки соответственно сосгавляют
5,i = ^u-.'" + 8.-.M- 8,у = б,-,-,„ + 8,у,. A.13)
1де 6,j ,„ и б,у ,„ перемеп1еиия. вызванные искривлениями
стержней при изгибе; б,^ ,. = Л/у/,/А',,-; 6i^ ,. = Л/,у/,-/А,,- перемен1ения,
вызванные податливостью соединений.
Если рама рассчитывается методом перемеп1ений, то реакции
наложенных связей вычисляют по формулам, учитывающим
податливость соединения элементов. Поскольку параметр к
(МН-м/рад) характеризует жесткость соединения стержней при их
взаимном повороте, защемление требуется накладывать лишь на
колонны, представляя возможносгь ри1еля\< поворачиватися
относительно этого защемления за счет податливости стыка (рис. 1.4, г),
в). Тогда при единичном повороге па.чожепной заделки будет
поворачиваться на единичный уюл лишь защемленная кoJЮHнa.
Влияние податливости стыков колонн и ригелей на
перераспределение усилиГ. можно учитывать более приближенно путем
применения в расчетах приведешюй их длины
C*/+fi/A. A.14)
где к -параметр жесткости стыка.
1.5 Особенности расчета
плоскостных конструкций
Расчет п.10скост1ц>1х )лемен10в. представляющих
собой стеновые диафрагмы, балки-степы, плиты перекрытий и
покрытий, а также массивные конструкции, является более
сложным, чем расчет конструкций, состоящих ич стержневых
элементов.
Усилия, деформации и перемещения таких элементов
рекомендуется вычислять с учетом факторов физической нелинейности и
механической анизотропии (иеодипаковосги прочностных и дефор-
мативных свойств по различным направлениям) при различных
режимах на1ружения. В некоторых случаях целесообразно
учитывать BJШяниe ползучести бетона, накопление повреждений и
19

геометрической нелинейности на напряженно-деформативное
состояние конструкции.
Расчет производится с учетом стадии деформирования
элементов и в необходимых случаях, истории нагружения. При этом
учитываются две стадии - до и после образования трещин в
растянутом бетоне.
До образования трещин бетон рассматривается в качестве
ортотропного материала, имеющего три взаимно
перпендикулярные шюскости симметрии свойств. При этом учитывается
увеличение объема (дилатация) сильно сжатого бетона, обусловленное
развитием множества микротретин и трещин больиюй
протяженности, также неоднородность деформирования бетона при сжатии
и растяжении. При этом следует учитывать повышенную
прочность бетона двух- и трехосному сжатию, а также принимать во
внимание длительность действия усилий.
После образования трещин напряженно-деформативное
состояние пJЮCкocтныx и массивных конструкций представляют в виде
нелинейных выражений зависимостей усилий от перемещений.
Расчет плоскостных конструкций рекомендуется рассчитывать по
теории деформирования железобетона с трещинами,
разработанной Н. И. Карпенко.
Если' арматура или бетон п:юскостных конструкций способны
претерпевать значительные пластические деформации, то их
несущую способность допускается определять методом
предельного равновесия. Однако более общим методом расчета конструкций
по прочности, деформациям, образованию и раскрытию трещин
является метод конечных элементов (МКЭ). Конечный элемент
плиты обычно содержит три степени свободы в каждом углу:
вертикальное перемещение и два угла поворота.
При расчете ycJЮBия прочности и трещиностойкости
проверяются для всех конечных элементов, составляющих расчетную
систему. При оценке конструкции допускается полагать, что
отдельные конечные элементы могут быть разрушены раньше, чем
будет исчерпана несущая способность системы.
1.6 Расчет конструкций
по методу предельного равновесия
Принцип расчета железобетонных конструкций. Если
несущая способность статически неопределимой конструкции
исчерпается за счет чрезмерного роста пластических деформаций
без nojmoro разрунюния какого-либо ее элемента, то расчет по
прочности может быть Bbinojmcn методом предельного
равновесия. Данный метод расчета, созданный А. А. Гвоздевым, является
весьма простым, поскольку использует ус:ювия равновесия
статики. Предпосылками метода являются: пренебрежение изменением
геометрических размеров :злсментов, входящих в ус:ювия равнове-
20

Рис. 1.5. Об.шстьпрочности
нормального сечення при симметричном
(/) и несимметричном B)
армировании железобетонного элемента
сия; ограничение усилии в
элементах предельными ycJювиями по
прочности в виде
неравенств—ограничений, представляющих
некоторую выпуклую область Q и
описывающих их прочность в
рассматриваемом опасном сечении
(рис. 1.5).
Первая предпосылка
выполняемся для жестких копс1рукций
в тем смысле, что прогибы
элементов мало влияют на
плечи усилий в условиях
равновесия. Если необходимо учитывать
деформации конструкции, то
рассматривается предельное
равновесие не первоначалыюй (ненагру-
жениой), а новой (деформированной) системы.
Для обеспечения ycJЮвий. отвечающих второй предпосылке
метода предельного равновесия, следует соблюдать некоторые
требования. Во-первых, конструкции должны быть
запроектированы так, чтобы причиной разрунюния их элементов не могло стать
исчерпание несущей способности по HaKjmiuibiM сечениям.
Во-вторых, нельзя для армирования конструкций применять стали с
малыми деформациями растяжимости при разрыве и не имеющие
сцепления с бетоном. В-третьих, для обеспече1Шя разрунюния
изгибаемых элементов по растянутой арматуре высота сжатой
зоны должна быть ограничена. Для обычных цементных бетонов
относительная высота сжатой зоны ^ = .v//7o^O,35.
Зоны стержневых элементов с чрезмерными трещинами и
деформациями в состоянии пределыюго равновесия называют
пластически.ии шарнирами (рис. 1.6), а плоских элементов — ли-
иия.ии u3jio.ua или .тисйиыми п.тстическими шарнирами (рис. 1.7).
Они обращают статически неопределимую систему в измеряемую,
в которой становится возможным рост деформаций без
возрастания нагрузки. Нагрузка, вызывающая переход несущей
неизменяемой системы в систему изменяемую, определяется из условия,
что после ее достижения наступает возможность потери
равновесия между нагрузкой и усилиями, сопротивляющимися
возникновению кинематического перемещения.
Возникновение пластического niapiinpa способствует
выключению лишней связи и снижению на одну ступень статической или
кинематической неопределимости системы. Поэтому потеря
геометрической неизменяемости системы с п липшими связями
наступает с образованием п+\ пластических шарниров или линий
H3jmMa. В да1Шой стадии ползучесть бетона не может оказать
BJЩяния на перераспределение ycиJШЙ в системе. Следует отме-
21

t i /н и/и и
'1-^ ^ '^'-
Рис. 1.6. к расчету
железобетонной балки с двойной
симметричной арматурой, защемленной на
опорах, по упругой стадии (а) и
по методу предельного
равновесия (б)
I 11л;1с:нческий шарнир
Рис. 1.7. К pac4eiy плиты,
окаймленной по всему контуру,
методом предельного равновесия:
/ ЛИНИ" ш.юма
тить, чго ограииче1И1ая деформативность железобегонны.\ и
армокаменных конструкций в ряде случаев исключает возм'-ж-
ность реализапии схеуы предельного равновесия, что необходимо
учитывать при проектирсваиии несущих >сонсгр>кций.
Таким образом, в сгадии пределрного равновесия происходит
перераспрслеление уси."ий ^-т силовых воздейсгвий с более
магруженных зом элементов статически нeolIpeдtJ.имыx систем в
менее нагруженные. Данное перера'^пределение отстает от
перераспределения арматуры с опор в пполет. Практическая
реализация метода преде 1Ыю:о равновесия производи гея сгатыеским или
кинемат;1ческим спосоСами.
Статический способ расчета. При статическом способе расчета
определяегся наибольншя нагрузка, при которой еще возм ^жно

одновременное соблюдение условий равновесия статики и
предельных условий — ограничений для всех элементов системы. Данный
способ рекомендуется применять при расчете стержневых систем.
Рассмотрим расчет железобетонной балки с двойной
симметричной арматурой, защемленной на двух опорах и нагруженной
равномерно распределенной нагрузкой.
Пластические шарниры образуются в приопорных зонах балки
при изгибающих моментах в опорных и пролетном сечениях,
соответственно равных
Mi = Mj=Pil^l\2, A.15)
M,j=p,l'l24. A.16)
При этом напряжения в растянутой арматуре пластического
шарнира достигают предельной величины R^ = ay или Rs = <Уо.2 ^
плечо внутренней пары сил z становится постоянной величины.
Поэтому предельные моменты Mi = Mj = R^A^z. При дальнейшем
увеличении нагрузки балка работает как стержень с шарнирно
опертыми концами.
Пластический шарнир в середине пролета балки образуется при
повышении нагрузки с/>, до величины />=/>,+А/>. Тогда
изгибающие моменты в шарнирах
My = M,- = M,.=p/Vl6=Pi/'/12. A.17)
В предельном равновесии балки разрушающая нагрузка р в 16/12
или 1,33 раза больше нагрузки />,, при которой образовался
первый пластический шарнир. Таким образом, учет
перераспределения усилий позволили нагружать балку на много больше, чем
при ее расчете по упругой стадии.
Для опасного пролетного сечения уравнение равновесия
изгибающих моментов имеет вид
Mo = M;j+0,5{M;+Mj) или pl^lS = M.,j+0,5{Mi + Mj). A.18)
Отсюда предельные изгибающие моменты М,у = М, = Му=/>/^/16,
т. е. такой же величины, как при расчете по A.17).
С учетом перераспределения усилий опорные изгибающие
моменты балок снижались на A/12—1/16)/A/12I00 = 25%. Чтобы
предохранить конструкщ1и от чрезмерного раскрытия трещин, в
первых пластических шарнирах следует ограничить выравнивание
моментов. Поэтому по сравнению с расчетом по упругой схеме
изгибающие моменты в узлах следует снижать не более чем на
30%. Основным соображением против снижения площади
арматуры, найденной в результате расчета конструкщ1и как упругой
системы, более чем на 30% является опасность образования
чрезмерных трещин и деформаций.
В расчетах должны быть предусмотрены меры по обеспечению
несущей способности элементов, в которых трещины и неупругие
деформации бетона развиваются весьма слабо. Так, например,
23

стойки рам. работающие на внецентренное сжатие с небольшим
эксцентриситетом приложения продольной силы, должны быть
способны воспринимать полную продольную силу и по крайней
мере половину изгибающего момента, полученных при расчете
упругой системы.
Перераспределение усилий между вертикальными диафрагмами
многоэтажных панельных и каркасно-панельных зданий,
вызываемых вертикальной и горизонталыюй нагрузками, носит сложный
характер. При расчете следует иметь в виду, что nojmoe
перераспределение усилий и.меет место, если изгибные жесткости
диафрагм не различаются.
Кинетический способ расчета. Согласно данному способу
расчета, в предель»юм рав1ювесии консфукния рассмафивается как
сисгема, состоящая из жестких звеньев, соединеш1Ых между собой
пластическими шарнирами (стержневые конструкции) или линиями
излома (плоские конструкции). Условия равновесия представляют
собой сопоставление виртуальных работ вненшей нагрузки и
внутренних усилий.
Виртуальная работа внешней нагрузки :злемента, нагруже1Шого
распредельной нагрузкой р силами /^;, составляет
W^ = (LF, V, + \ру^с1Л)ц = [ЪР^у, +рУ)ц. A.19)
Л
Здесь dA :злементарная площадь, па которую действует нагрузка
Р' У-1 и Ур — возможные перемещения точек элемента по
направлению внешних сил; ri = 0,8...l—ко:зффициент, позволяющий
учитывать положительное влияние распоров на несущую способность
плит, окаймленных по контуру; V=^ypdA объем, описанный при
А
виртуалыюм перемещении той части плиты, на которую действует
нагрузка р.
Виртуальная работа внутрешшх усилий (изгибающих
моментов) сосгавляет
^r„,-SM,0„ A.20)
где Mj предельный изгибающий момент в /с-м шарнире или по
длине линии излома: 0- -угол поворота жестких звеньев.
Уравнение равновесия виртуальных рабог
И^р=^^ж, A.21)
где РГр -но A.19) и W„, по A.20).
Для балки, приведенной на рис. 1.6. ко:зффиииент ri=l и углы
поворота звеньев
0. = 0. = e = rg0=/7(O,5/). A.22)
Тогда соглас1ю A.19) виртуальная работа внешней нагрузки
24

W^ = lpy^dA=pV^plfl2.
A.23)
По A.20), виртуальная работа внутренних усилий
И/„ = М,0,. + MjQj + Mij @,. + Qj) = 4M,jQ = ^Mi/ll. A.24)
Из условия W =W^ получаем, что изгибающие моменты
M,j = M, = Mj=/?/^'l6,
A.25)
т. е. такой же величины, как при расчете балки статическим
способом по A.17).
Для прямоугольной в плане плиты (рис. 1.7), окаймленной по
всему контуру, нагруженной равномерно распределенной
нагрузкой и работающей в двух направлениях, ко:зффициент ri = 0,8, угол
поворота жестких звеньев 0=//(O,5/i) и объем
F=0,167/7iC/2-/i). A.26)
Поэтому по A.19) и A.20) виртуальные работы внешних сил и
внутренних изгибаю1пих моментов соотвстстве1ию составляют
H/p=/7Fn=/70,167//iC/2-/iH,8=l336/?/7iC/2-/,), A.27)
\¥„=[{2М,+М,,+М,гIг +
+ BМ2 + М41 + М42)/,]//@,5/,). A.28)
Тогда при Мз1=Мз2 = Л^з и М41 =М42 = М4 из условия Wp=W^
получаем расчегиое уравнение
/7 = [GV/i + Mj)/, + (M, + M4)/i]/[0,0334/tC/2-/,)]. A.29)
В уравнении A.29) находятся четыре неизвестных изгибающих
момента. По экономическим и конструктивным соображениям
соотнонюпия между моментами в опорных и пролетных сечениях
назначают в пределах 1 ... 2,5. Соотнонюние пролетных моментов
MijM^ определяют по рекомендациям табл. 1.2. Таким образом в
уравнении A.29) остается одно неизвестное момент Mj. Зная
его. другие изгибаюгцие моменты вычисляют с учетом ранее
заданных соот1ЮН1епий моментов.
Таб.шиа 1.2. Соотношение пролетных изгибающих моментов в плите,
работаюи1ей в /1вух направлениях
/,//,
M.Mi
/2//1
M,/.W,
1
1...0.8
1,6
0.5...0..Я
1.1
0.9...0.7
1,7
0.45...0,25
1.2
0.8...0,6
1,8
0.4...0.2
1.3
0.7...0.5
1.9
0.35...0,2
1.4
0,6...0,4
т
0,3...0,15
1.5
0,55..0,35
3
0.15...0
25

Упрощенный расчет неразрезных балочных нлит и балок.
К балочным относятся прямоугольные в плане равномерно
нагруженные плоские плиты, опертые по двум противоположным
сторонам и опертые по контуру с соотношением сторон /2//i>3.
Для неразрезных балочных плит с равными пролетами,
нагруженных равномерно распределенной нагрузкой р, полусумма
опорных моментов плюс момент в середине пролета составляет
Mq=pI^IS. Поэтому пролетный момент
M,j=pl^/S-0,5{Mi + Mj). A.30)
При этом опорный момент на крайней свободной опоре
принимают равным нулю, а на остальных опорах не менее чем
Mi=pl^l24. . A.31)
Если пролеты неразрезной плиты являются неравномерными,
то расчет начинают с большого пролета, для которого
изгибающий момент находится в пределах
pP/\4^M;j^pl^/\\, A.32)
если большой пролет плиты является крайним, и
pl^l24^M;j^pl^/\6, A.33)
если данный пролет является средним.
При армировании плит с равными пролетами сварными
сетками, а также для второстепенных балок монолитного
железобетонного перекрытия изгибающие моменты принимают:
Mij = M.=pfl\b A.34)
для средних пролетов и средних опор,
Mij = Mi=pl^/24 A.35)
для крайних пролетов и крайних опор.
Следует отметить, что из-за раскрытия трещин и пластических
деформащ1Й арматуры и бетона геометрическая ось балочных
элементов удлиняется. Вследствие этого возникает распор,
который снижает пролетные моменты примерло на 10%, что может
быть учтено в расчетах.

2
ГЛАВА
Конструкции
плоских I юрекрытий
2.1 Монолитные ребристые перекрытия
с балочными плитами
Конструктивное решение перекрытий. В зависимости
от способа возведения железобетонные перекрытия могут быть
монолитными, сборными и соорно-монолитными. Монолитные
ребристые перекрытия применяют сравнительно мало, лин1ь в
зданиях и сооружениях, возводимых или реконструируемых по
индивидуальным конструктивным ренюниям.
Монолитные перекрытия состоят из плит и двух типов балок:
главных и второе[спенных (рис. 2.1). Их выполняют из бетона
класса не ниже В15.
Все главные балки опирают на колонны и наружные стены.
Их располагают в поперечном (рис. 2.1, а) или продольном
(рис. 2.1,6) направлениях здания и сооружения. При выборе
направления главных балок учитывают назначение здания,
пространственную жесткость каркаса и другие требования. В
промышленных зданиях главные балки располагают в поперечном
направлении. Пролеты главных балок /i=6...9m, высота
поперечного сечения /7 = A/15...1/8)/, и ншрина - Л^0,4/г.
27

k'UjA^.i М In , til , J
Puc. 2.1. Консгруктивныс схемы ребристых перекрытий с главными балками,
расположенными поперек (а) и вдоль F) здания;
/ иавпая ба.1ка; 2 второстепенная балка; .? балочная плита; 4 колонна
В каждом пролете главной балки располагают от одной до
трех второстепенных балок. Ось одной из второстепенных балок
совпадает с осью колонн. Пролеты балок 12 = 5..Л м, высота
поперечного сечения /) = A/20...1/12)/2 и ширина /? = A/3...1/2)/7.
Если пшг второстепенных балок менее 1 м, то такое монолитное
перекрытие называется чисторсбристым.
Пролеты М01ЮЛИТН0Й плиты /з = 1,5...3м, ее тол1пина t =
= A/40...1/25)/з. Минимальная тол1пина плит составляет 50 мм для
гражданских и 60 мм для промып1ленных зданий. Расход бетона
на монолитную плиту составляет 40...50% o6inero его расхода на
перекрытие. Поэтому при подборе расстояний между балками
рекомендуют избегать больпшх пролетов плиты. При этом
крайние пролегы плиты и балок уменьпшют на 10...20%. Тогда
максимальные значения изгибаю1цих моментов и поперечных сил
в крайних и средних пролетах конструкции отличаются
незначительно.
При проектировании перекрытий рассматривают несколько
вариантов конструктивных репюний. В результате сопоставления
их технико-экономических показателей выбирают наиболее
экономичное решение.
Расчет и конструирование балочных плит. При расчете
рассматривается полоса плиты шириной 1 м с опорами на
второстепенные балки и стены (рис. 2.2).
Плиту рассчитывают как неразрезпую многопролетную
балку, загруженную равномер1Ю распределенной нагрузкой.
При этом учитывают перераспределение усилий из-за
образования пластических н1арниров. Расчетные пролеты плиты
составляют
/,-/з,-/>/2 + г/2; k = hi-h. B.1)
Для плит, окаймленных по всему контуру монолитными
балками, изгибающие моменты в средних пролетах и на средних
28

al
5]
\tl2
[in -Ю
'-32
"^2
■b
,p=g^v
1- \ ^
Puc. 2.2 Расчетные пролеты {a) и расчсгная схема (о) балочной плиты:
/ плита; 2 второстепенная балка
-V-
S) ^-^■
lOd
=4i=tf**^^'ff°°|ff
¥
г ho.
IT—i—i-
~Vb
iOd
4^
1.
1 1
. th
1—»—
л L » .._
—r
■
• •
\ ^''' \
— 1
, , r- 1
.Л t 1 t-^
■ 1
Puc. 2.3. Армирование mhoi опролетной балочной плиты вязаными (и), рулонными
F) и плоскими сварными («) сетками
опорах вследствие возникновения распора уменьпшются на 20%,
если соотношение г//з^1/30.
Плиты армируют в соответствии с характером эпюры
изгибающих моментов (рис. 23,а). Условиям оптимального
армирования отвечает относительная высота сжатой зоны ^ =
= x//!g = 0.1...0,15. Из выражения М = о.^Кф1г1, где коэффициент
ао = ^A —0,5^), определяют рабочую высоту сечения
где /?= 1 м.
B.2)
29

Плиты толшиной до 100 м армируют стандартными
рулонными сетками с продольной рабочей арматурой класса Вр-1
диаметром 3...5 мм (рис. 2.3,о). Сетки раскатываются в
направлении, перпендикуляр1юм продольной оси второстепенных балок.
В крайних пролетах и над первой промежуточной опорой могут
укладываться дополни гельные сетки или отдельные стержни,
поскольку здесь действуют наибольнше изгибаю1ние моменты.
Плоские сварные и вязашле сетки плит (рис. 2.3, о, в.)
изготовляют из арматуры класса Л-111. При диаметре рабочей арматуры
более 10 мм плигы армируют узкими сварными сетками.
Расстояние между рабочими сгержиями составляю! 100...200 мм.
В плигах ТОЛН1ИНОЙ более 120 м.м вязаные сетки изготовляют из
стержней с отгибами под углом 30 , если тоЛ1нинь1 Г:^150 мм, и
под углом 45, если г^ 160 мм
Расче! и конструирование второстепенных балок. Нагрузка на
второе!снепные балки онред ляется с полосы, равной ншгу балок
/j. Расчетные пролеты сосгавляюг
/, =/21-Л,2 + с/2; U=l22-b. B.3)
1Де с глубина опоры балки на стене (рис. 2.4).
Огибающие 'Н1юры изгибающих момешов строятся с учетом
двух схем за1ружения: полная нагрузка p-=g + v в нечетных
пролетах иеразрезноп балки и условная нагрузка pi=g + vl4 — B
четных пролетах; по.тная нагрузка /; в четных пролетах и ycJЮвнaя
нагрузка р^ в нечетных.
Кривые жстрема.п^ных значений изгибаюищх моментов
определяю! огкладывапием ординат квадрагной параболы от нагрузок
/7 и /7, (рис. 2.4. (/). С л ой целью рассчитывают моменты
Л/, = /;(/- л-) л 2 = ( - + г) (/- л-) л- 2. B.4)
M^.-~=p,{l-r)y;2 = (g + f:4){/-v)v 2. B.5)
Поскольку в расчегах учитываюг перераспределение усилий,
OTHOCHTejHHjaH высота сжагой зоны бегона должна быть не более
^ = ,v /(„ = 0.35. Па опорах второстепенная балка имеет прямо-
уголыюе расчегное сечение, коэффициент ос,, = ^A—0,52,)^0,29 и
поэгому рациона. 1ыш.ч рабочая высота сечения
К ^ V'MmaK/K^ft^) = 1 .85 v'AWCW, B.6)
где A/n,a,=/7/i/l 1 максимальное значение изгибаю1него момента
балки на первой промежуточной опоре.
Поперечные силы ба.юк составляют:
на крайней опоре
G = 0,4/7/,, B.7)
на первой промежуючной опоре слева
е = 0,6/7/,. B.8)

Рис. 2.4. Огибающие эпюры изгибающих моментов (а) и армирование
второстепенной балки (б):
1 пролетная арматура; 2. i —надопорная арматура; 4 сгыковой сгержень диаметром
di^djl и не менее 10мм; 5 главная балка
на первой промежуточной опоре справа и на остальных опорах
6 = 0,5/^/,. B.9)
В пролетах балки армируют плоскими каркасами, как правило
двумя, которые перед установкой в опалубку объединяют в
пространственный каркас. На опорах балки армируют
двумя гнутыми сетками с продольными рабочими стержнями
(рис. 2.4,6).
Расчет и конструирование главных балок. Главные балки
ребристых перекрытий рассчитывают на сосредоточенные
постоянные G и временные V нагрузки, передаваемые на них
второстепенными балками, и на собственный вес. Если второстепенные
балки двухпролетные, то нагрузка определяется с учетом их
неразрезности. Вес балки допускается добавлять к постоянной
нагрузке от второстепенных балок (рис. 2.5, а).
Статический расчет балок осуществляют на ЭВМ или по
таблицам, статически неопределимых стержневых конструкций.
Изгибаюпще моменты и поперечные силы в опорных сечениях
определяют с использованием принципа независимости действия
постоянной и временной нагрузок.
Для равномерно распределенной нагрузки
Mi = {<xg + ^v)l\ QM1S+Ч^■ B.10)
31

Ь \ t,.'
Ш-
111
л
д
s)
2
1 /
+ + Ф 4*
--+ + + +
+ + + +
/
+ +
+ +
+ +
+ +
^
W7i
^
K-if
/r-«
It- ..
H
/c-f
Л/С. J.."». Расчетная схема главной балки («), ее армирование сварными (о) i
вя:заными {«) каркаса.ми:
/ главная балка:// второстепенная балка;///- плита:/^' колонна; К- дополнител!
Hue сетки; I... К) арматурные стержни

Для сосредоточенной нагрузки
M,. = (cxG + pK)/; ^, = yG + 5K. B.11)
R выражениях B.10) и B.11) коэффициенты сх, р, у и 5 зависят от
схемы нагружения балки временной нагрузкой, а также погонных
жесткостей ригеля и колонн.
При расположении временной нагрузки в двух смежных
пролетах и далее через один пролет получают максимальные
значения опорного момента A/i.max. При расположении данной
нагрузки через один пролет в загруженном пролете получают
максимальное значение пролетного момента А/у,max.
Перераспределение усилий учитывают путем умножения опорных
моментов на поправочный коэффициент х<1. При расчете много-
пролегных балок, нагруженных сосредогочен»юй или
распределенной нагрузкой, по предельным состояниям вгорой группы
коэффициент
•/. = 3;B-ЬД,, fij. B.12)
где Bij и Bj жесткосги сечений с грещинами соответственно в
пролете и па опоре.
При расчете балок по прочноеги принимают х^0,7 (см. § 1.6).
За расчетные значения изгибающих моментов на опорах
принимают моменты по грани колонны
M, = M-Qh/:2, B.13)
где Л,. - высота сечения колонны. Рациональную рабочую высоту
сечения главной балки вычисляют по B.6) при Ма.тлх.
Над коло1Н1ами пересекается продольная рабочая арматура
главных и второстепенных балок, а также плиты. Чтобы не менять
армирования BTopocreneinibix балок, стержни главной балки
опускаююя вниз. Поэтому рабочая высота сечения этой балки над
колонной составляет к(, = к F...9) см. Здесь сечение балки
является прямоугольным, тогда как в пролете - тавровым с полкой в
сжатой зоне бетона.
При армировании главной балки два плоских каркаса доводят
до грани колонны и заводят за грани стены (рис. 2.5,6).
Дополни!ельные каркасы обрывают в соответствии с эпюрой
моментов. В вязаных арматурных каркасах часть стержней имеют
отгибы (рис. 2.5,«). В местах обрыва или отгиба продольной
арматуры производится расчет наклонных сечений балок на
действие изгибающего момента.
Нагрузка от второстепенных балок на главную балку
передается примерно в средней час in высоты главной балки. Данная
нагрузка воспринимается поперечной арматурой главной балки и
дополнительными сетками (рис. 2.5,с/). Площадь сечения
вертикальных стержней сеток и хомутов определяется расчетом
элементов на отрыв.
33
: -258

При проектировании неразрезных железобетонных балок
следует иметь в виду, что наименьшие их прогибы наблюдаются при
одинаковой площади сечения продольной растянутой арматуры на
опоре и в пролете.
2.2 Монолитные ребристые перекрытия
с плитами, опертыми по контуру
Конструктивное решение перекрытия. Плиты
железобетонного перекрытия работают в двух направлениях, если
отношение сторон опорного контура /2//i^3, где Ij и /, соот-
ветС1вен1Ю больший и меньший их пролеты. Однако для
перекрытий, в которых контурные балки опираются на ко-
ло1иты, это условие соблюдается, если соотношение /2//1 = 1...1,5
(рис. 2.6, а). Для часторебристых (кессонных) перекрытий
предусматривают квадратные плиты небольших размеров (рис. 2.6,6, в).
Балки кессонных перекрытий имеют одинаковую высоту. При
диагональном размещении короткие угловые балки создают
упругие опоры для более длинных балок (рис. 2.6, в). Поэтому
экономически кессонные перекрытия с прямоугольной и
диагональной сетками балок являются равноценными.
Перекрытия с плитами, опертыми по контуру, распространены
в залах и вестибюлях общественных зданий. Толпшна плиты
зависит от ее размеров в плане и интенсивности нагрузки. Она
составляет 50...140 мм, но не менее /,/50.
В пролете плиты армируют сварными сетками с рабочей
арматурой в каждом направлении. Одна сетка доводится до опор,
а другая размещается в средней части (рис. 2.6,г). Данная сетка не
доводится до опор на расстояния /,/4 и /2/4, если плита
примыкает к балке, или на расстояния /.,/8 и 4/8, если плита
опирается свободно. Рабочие стержни верхней арматуры имеют
положение в сетках, приведенное на схеме рис. 2.6, г.
Плиты целесообразно армировать также узкими шюскими
сварными сетками с продольной рабочей арматурой. В пролете
сетки укладывают в два слоя во взаимно перпендикулярных
направлениях. При этом сетки с рабочими стержнями в
направлении пролета /, укладывают в нижний слой. Монтажные стержни в
сетках нижнего слоя должны быть снизу, в защитном бетонном
слое, тогда как в сетках верхнего слоя -сверху.
Плиты небольших размеров в плане можно армировать
стандартными рулонными сетками с продольными рабочими
стержнями. Рулоны в пролетах укладывают в два слоя,
раскатываемых во взаимно перпендикулярных направлениях только по
средним полосам плит. В качестве падопорной арматуры
применяют плоские сварные сетки с рабочими стержнями в обоих
направлениях. Стержни могут быть napajuiejrbHbiMH ребрами или
балками, а также укладываться под углом 45" к ним (рис. 2.6, д).
34

in
ПРттлпп
4^
■- ж ж X к 'Я л
- I (.^^—^ к ^
Л/Г. 2.6. Конструктивное решение ребристых перекрытий с плитами опертыми по
контуру ((/. (', в), армирование плит плоскими (.') и рулонными (()) сетками, а также
схемы на1ружения балок (с);
/ k'o.ioHiui; 2 плит: 3 Сгллкл: 4 ребра; 5 пролетая р\.|011ная сетка: 6- надопор-
ная сетка у|лов илшы
Расчет перекрытия с плитами, опертыми по контуру. Плиты,
опертые по когпуру, рассчитывают кинематическим способом
метода предельного равновесия. Ли1нь в тех случаях, когда не
допускается образования грещин, плиты рассчитывают в упругой
стадии.
Для свободно опертой квадратной плиты опорные моменты
равны нулю, а пролетные
М^ = М2 = М = р1^12\. B.14)
35

Если плита окаймлена по периметру балками или ребрами, то
опорные и пролетные моменты не отличаются между собой и
равны
М = /7/'/42. B.15)
Балки перекрытия рассчитывают как главные балки
перекрытия с балочными плитами с учетом перераспределения усилий.
При этом плиты передают нагрузку на балки в соответствии с
грузовыми площадями (рис. 2.6,t'). Здесь gi собственный вес
балки и части перекрытия; v^ -временная нагрузка
непосредственно на балку; g + v расчетная нагрузка па 1 м" перекрыгия.
Изгибающие моменты в перво.м пролете и на первой
промежуточной опоре
M = 0,7M,-b(g,-bP,)/-;ll; B.16)
в средних пролетах и средних опорах
M = 0,5Л/,+(g,+r,)/^/16. B.17)
Здесь момент в свободно опертой балке
Л/,=С? + 1-)/?/12 B.18)
при треугольной нагрузке и
M,=(g-br)C/?-/?)/,/24 B.19)
при трапецеидальной нагрузке.
2.3 Сборные балочные перекрытия
Конструктивное решение перекрытий. Сборные
балочные перекрытия являются в настояп1ее время наиболее
распространенными железобетонными конструкциями. Они
обеспечивают болыиую вариантность конструктивных решений при
небольшом числе типоразмеров элеменгов. Такие конструкции
значительно повышают производительность труда на
строительной площадке. Однако для изготовления сборных изделий
требую гея специальные заводы. Кроме юго, сборный железобетон
требует больше арматурной стали, допол(штельных транспортных
и подт>емно-монгажных работ.
Сборные балочные перекрытия состоят из двух элементов:
панелей и ригелей или балок (при отсутствии колонн). Выбор
конструктивного ре1пения перекрытий связан с направлением
ригелей (рис. 2.7).
Pacno.ioMieuiw риге.к'й поперек здания (рис. 2.1, а) обеспечивает
жесткость здания в главном поперечном нанравлении. поэгому
его pauHonajHjHO применять в мпоюэтажных промьппленных
зданиях. Наиболее экоиомичшлми плигами перекрытия гаких
зданий являются ребристые панели. В продольных ребрах панелей
36

^
:^
2Г
1
7- = = = = ?::^:^ = =
1
[:' - :: -щ; - г, ::в г -- :^
У"
Шс
I
fe
/-?
'2 ''.
ooool
poo^
ooc
i—i- -
4
/"mc. 2.7. HaiipaD.icHHC ригс.чей поперек (a) и вло.1Ь (о) здания в сборном ба.ючном
перекрытии:
/ ба.чка: - ко.юниа; } iiaiie.ii,
нетрудно сделать отверстия диаметром примерно 35 мм для
пропуска электротехнических проводов и крепления
технологических трубопроводов.
Продольное распо.1о.жение ригелей дает возможное! ь создать
гладкие потолки в длинных помещениях гражданских зданий
(рис. 2.1,6). В данном случае облегчается планировочное peinenne
зданий. В гражданском строительстве в качестве плит перекрытия
применяют плоские многопустотные панели (настилы). В
отдельных случаях применяют ребристые панели с ребрами вверх.
Однако устройство гладких потолков из ребристых панелей
зaтpyднитeJИЛlo и дорого вследсгвие необходимости настила под
полы. При этом стоимость и конструктивная высота перекрытия
повьннаюгся.
Для обеспечения унификации сборных элементов сетка колонн
составляет 6x6, 9x6, 9x9. 12x12 и 18х12м. Следует отметить,
что стоимость перекрытий сосгавляет 20...25% стоимости
многоэтажного здания. Поэюму рациональное решение несущих
конструкций перекрытий С1юсобствует оп1утимому снижению стоимости
здания или сооружения.
По расходу бетона наиболее экономичными являются
ребристые панели. Однако при пролетах до 6 м по расходу арматурной
стали самые экономичные предварительно напряженные
многопустотные панели. При пролетах 9 и 12 м рациональными
конструкциями являются ребристые двухконсольные панели типа
2Т. Если расстояние между ригелями 12... 18 м, то целесообразно
применять коробчатые пастилы.
Конструирование и расчет ребристых пане.тей. Ребристые П-од-
разные наие.ш (с ребрами вниз) номинальными размерами в плане
1,5x6 м являются наиболее приемлемыми при шаге колонн 6 м
(рис. 2.8.1:/). Применяют в строительстве панели также
шириной 3 м. Панели состоят из двух или трех продольных ребер.
37

_Ji
1У
A-l
/
^К
1
1
I'uc. 2.H. Рсбрисчыс панели перекрытия И-образио! о типа (и, 6). а также типи 2'Г
пролетом 6 .м (в) и 12 м (.■):
К седловидный каркас между панелями поперек балки
связанных между собой тонкой плитой (полкой), усиленной
поперечными ребрами.
Панели изготовляют из бетона класса В15...В35. Их армируют
напрягаемой арматурой классов A-IV, A-V, Ai-V, Ат-VI и К-7. а
гакже плоскими сварными сечками из арматуры класса Вр-1.
Ребра армируют плоскими каркасами из стали класса A-III.
Основные технико-')ко1ЮМические 1юказатели панелей:
приведенная толщина 61 мм и расход стали на 1 м" площади 3,7...9,1 кг
соответственно при времешюй 1юрмативной нагрузке на
перекрытиях г = 5...25 кПа.
В тех случаях, когда време1П1ая нагрузка на перекрыгии
превышает 10 кПа, то ребристые панели рекомендуют преврапипь
в неразрезные. С этой целью перед замополичиванием шва
армируют сварными седловид1Пз1ми каркасами, пересекающими
ригель (рис. 2.8,г»). Под нагрузкой, дейсгвуюп1ей 1юсле замопо-
личивания, такие панели работают как неразрезные балки.
Опыг строигельсгва свидегельсгвует, что нецелесообразно
сильно увеличить высоту ребристых панелей. Так, при иовып1ении
их высоты с 450 до 600 мм расход стали снижается лишь на
15...20%. Однако на столько же увеличивается расход бетона и
значительно 1ювышается не1юлезпый объем зданий.
Ребристые двухкоысольиые панели типа 2Т являюгся
рациональными при у1шфикации конструкции перекрытия с плитами

размерами в плане 3x12; 3x9 и 3x6м (рис. 2.8,в, <;'). Их
изготовляют из бетона классов В20...В30, армируют
предварительно напряженными стержнями и канатами. Приведенная
толщина панели составляег 90... 144 мм при расходе арматуры
8... 12,7 кг на I м^ площади. Они рассчитаны на временную
нормативную ншрузку 5; 10 и 25 кПа при пролетах соотвегствеп-
по 12; 9 и 6 м.
Расчет ребристых панелей начинают с расчета 1юлки.
В П-образных панелях 1юлка рассчитывается как плита, опертая
по контурам. Поперечные ребра считают защемленными в
продольных ребрах. Таким образом эги элементы рассчитывают
по методике, изложенной в § 2.2.
Методика расчета 1юлки двухконсольпых панелей типа 2Т
зависит от наличия 1юперечных ребер и расстояний между ними.
Рабочая арматура продольных ребер 1ганелей определяется как для
однопролетной балки тавровою сечения. Расчетный пролет
панелей зависит от опирания их по верху ригелей или на полки ригелей
и cooTBercTBeiiHo составляет
l = lo-h'f.2: l = lo-c-h'f B.20)
где /q расстояние между осями ри1е.'1ей; h верхняя ширина
ригеля; с- размер консоли ригеля.
Панели промышленных зданий должны быть запроектированы
и рассчитаны на нагрузку от одного авто1югрузчика
грузоподъемностью 7,5 кН при толщине бетонного пола 50... 100 мм.
Наибольшее давление колеса 11ри1шмаегся 12 кН при расстоя1ШИ
между колесами 760 мм.
Снимсение маслопроницаемасти бетона весьма актуально для
перекрытий промышленных зданий. Минеральные масла
пропитывают бетон и существенно снижаю! его прочность и сце1гление с
арматурой. Плотность беюна повышается в 10 раз и более при
применении уплотняющей комбинированной добавки хлорного
железа и сульфит1Ю-дрожжевой бражки. Повышение плотности
объясняется взаимодействием добавки с гидратом оксида кальция.
Конструирование и расчет многопустотных панелей. Много-
irycTOTHbie панели имеют высоту 220 и 260 мм. ширину 1190 мм, а
также 2490, 1590 и 990 мм. Длина панелей достигает 7240 мм и
более. Их изготовляют с круглыми и овальными пустотами
(рис. 2.9,«, б).
Многопустотные панели являются тонкостенными железобе-
tohihjImh конструкциями. Mиии.мa^HзIIaя толщина 1Ю.;юк 30 мм,
межпустотных ребер 25...35 см. Расход железобетона на панели
составляет примерно 65% общего количества, приходящего на
плиты, ригели и колон1иэ1. Поэтому требуется применять в
строительстве экономичные панели перекрытия.
Наиболее экономичны по расходу бетона панели с овальнымы
пустотами. Однако после извлече1шя пусготообршователей верх-

Рис. 2.9. Многопустотные панели с крмлымг! {а)
жвивалентнос днутавронос сечение («). опириние
(,'), л также коробчатый пастил (J):
/- продольная папрятемая ap.Maiypa; 2 нижняя сварная ссмка
4 вертикальный сварный каркас: 5 ^о же. сетка
И овальными (о) пусгогами.
панели по длинпом сюронс
ю же. верхняя;
НЯЯ полка расгрескивается, а и1Ю1да и обваливается. Дефек1ы
гакого рода обнаруживают также в панелях с круглыми пусго-
тами. Техноло1ических труд1юстей можно избежагь. если для
изготовления панелей применять бетон, армированный недефи-
цитной конструкгивной фиброй.
MHoronyCTOTiHJe панели изгоювляюг из бетона классов
В15...В25. Продольную арматуру 0 10...18 мм классов A-IV и A-V
1юдвер1ают электротермическому или групповому механическому
пагяжению. Для панелей небольшой длитм допускают применять
смешанное арлшрование, ко1да 30...50% стержней не иодвер1аю1
мредварителыюму натяжению.
Для панелей, изготовляемых па длинных стендах методом
пезопалубочного фор.мования, применяют напрягаемую
проволочную или канатную ар.матуру, располагаемую в нижней и верхней
40

зонах. Приведенная толщина бетона панелей с круглыми
пустотами 120... 150 мм, расход стали на 1 м^ площади
8,5...10 кг.
Верхняя полка панели работает на местный изгиб
между ребрами как частично защемленная плита. Шаг
поперечных стержней 04Вр-1 верхней сетки определяют с учетом
изгибающего момента М=р1^ 1\Ь, где /—максимальное
расстояние в свету между ребрами. Сетку нижней полки ставят
по конструктивным соображениям. Для обеспечения анкеровки
напрягаемой арматуры по концам панелей размещают корыто-
образ1из1е сетки.
В панелях высотой до 300 мм допускается поперечную армагу-
ру не устанав;швать в тех зонах, в которых не ожидается
образование наклонных гретигг
Многопустотные панели рассчитывают как свободно лежащие
одгюпролегные балки. Расчетный пролет панелей принимают по
B.20). Сечения нусготных панелей приводят к эквивалентному
двутавровому профилю (рис. 2.9,«). При этом круглые или
овальные пустоты заменяю! соответственно квадратными или
прямоуголынз1ми с той же н:ющадью и момегггом инерции. При
TOJUUHHe сжатой полки ///^0,1/; расчетная ширина полки не
должна превышать значения
h'r=\2{n-\)h',r + h. B.21)
где п число ребер в поперечном сечении панели: h -суммарная
ширина межпусгогиых ребер панели.
При хорошем замоиолнчивагши швов между панелями можно
прииимагь в расчетах, чго соседним, менее нагруженным панелям,
передаегся до 20% местной нагрузки.
И пот да широкие пане;ш опирают на с гены коридоров
и проходов по длинной стороне (рис. 2.9,г). При этом
панели армируют напрягаемой проволочной или стержневой
арматурой поперек пустот. Поско;п>ку такие панели
разрушаются пракгически одновременно с образованием первой
трещины, площадь сечения напрягаемой арматуры следует увеличить
на 15%.
MnoronycTOTiHiie плиты можно проекгировагь как опертые по
трем сторонам, если обеспечена прочгюсть межпустотных ребер па
срез. Во избежание хрупкого разрушения nancjin должны иметь
дополнигельную рабочую арматуру поперек пустот. Плoи^aдь
сечения рабочей арматуры обоих направлений определяется по
методу предельного равновесия.
Конструирование и расчет коробчатых настилов. Предваритель-
1Ю напряженные коробчатые настилы пролетом 9... 18 м нрименя-
101СЯ для перекрытий при действии временных гюрмативных
нагрузок (• = 2...10 кПа (рис. 2.9, (^).
Голщина 1ЮЛ0К настилов составляет 30...40 мм, стенок 50...
41

...65 мм. Высоту поперечного сечения принимают равной V20
пролета. Таким образом настилы являются тонкостенной
складчатой конструкцией с круп1югабаритными пустотами. В пустотах
размещают инженерные коммуникации.
Настилы изготовляют из бетона классов В25...В35, армируют
канатами класса К-7 или стержнями классов A-V и A-VI. а также
сетками из арматурной проволоки класса Вр-1. При нагрузке
г=10 кПа расход арматурной стали составляет 9,8...14,3 кг/м при
приведенной толщине бетона 100... 150 мм.
Расчет коробчатых настилов рекомендуется производить как
пространствен 1ЮЙ конструкции на ЭВМ по программам, ос1Юван-
ных на методе конечных элементов. Приближенно настилы
рассчитывают как балки эквивалентного двутаврового попе-
рсч1юго сечепия.
Конструирование и расчет ригелей. Форма гюперечгюго
сечения ригеля зависит от назначения здания или сооружеш1я,
гипа панелей перекрытия и их длины. В промышленных
зданиях принимают ригель прямоугольного и таврового с
полкой вверху сечения (рис. 2.10, а). В гражданских зданиях, как
правило, форма сечения ригелей тавровая с полкой внизу
(рис^2.10,о).
изготовляют из бетона классов В15...830.
более 6 м обычно армируют каркасами
арматуры класса A-II1. При пролетах
npaBHjm, применяют предварителыю на-
Конструирование предварителыю
напряженных ригелей зависит от требований к их трещиностойкости.
В верхней части стыка ригеля с колон1ЮЙ располагают
продольные стержни для восприятия надопорных изгибающих
моментов.
Ригели многопролетных перекрытий являются элементами
рамной KOHcrpyiCuHH мгюгоэтажных зданий. Однако при
свободном опирании концов ригеля на наружные стены при
пролетах, отличающихся не более чем на 20%, и небольпюй
временной нагрузке можно пренебречь влиянием кологш
Сборные ригели
Ригели длиной не
из ненапрягаемой
9 мм и более, как
пряже1П1ые ригели.
Рис. 2.10. Типы ригелей перекрытий промышленного (а) и
гражданского (б) зданий
42

на перераспределение усилий. Сборные ригели перекрытия
рассчитывают как неразрезные главные балки мо1юлит1юго
ребристого перекрытия. Расчет ригелей по прочности производят с
учетом образования пластических пшрпиров. приводящих к
выравниванию изгибающих MOMCirroB между опасными сечениям.
Высоту поперечного сечения ригеля с ненапрягаемой
арматурой определяют с учетом оптимального армирования. Такому
армированию соответствует отгюсительпая высота сжатой зогнз!
с = л7?о = 0,3...0,35. При грани кoJюнны изгибающий момеггг
М^= M — Qli^.i2, где /7j. — высота сечения колонны.
Рациональную рабочую высоту сечения ригеля определяют по B.6) при
2.4 Сборно-монолитные балочные перекрытия
Сборгю-монолитные железобетонные перекрытия
представляют собой рациональное сочетание и объединение сборных
изделий с мо1юлитным армирова1П1ым или неармированпым
бе юном. Сборгю-могюлитпые конструкции обеспечивают преиму-
meciBa индустриалыюго возведения перекрытий, поскольку
сборные элементы изготовляют на заводах, а укладку могюлит-
ного бетона производят практически без применения опалубки
(рис. 2.11).
Вследствие М01юлит1юсти и статической неопределимости
гренщпостойкость и жесткость сборно-могюлитных перекрытий
значигелыю повьнпаются. Поэтому такие перекрытия
целесообразно применять при действии динамических и местных Kouueirr-
рировапных нагрузок, а также при наличии агрессивгюй окружаю-
Н1ей среды. Кроме того, путем омогюличивания сборных
элементов можгю 0П1УТИМ0 увеличить пролеты несущих конструкций.
Шпоночное сопряжение между могюлигным бегогюм и
сборными панелями с вырезами (рис. 2.11,G) обеспечивает достаточно
надежную совместную работу элемегггов перекрытия. Впекоторых
случаях могюлитный бетон может служить в качестве nojmB
нерекрыгий промьипленных зданий. Класс мо1Юлит1Юго бетона
определяют после проверки проч1Юсти когггакта на срез и смятие
сдвигаюишм усилиям.
Для возведения гладких сворно-монолитных перекрытий
рекомендуют применять несъемную железобетогшую или армоцемеггг-
н>ю опалубку (рис. 2.11,6). Опалубочные элемегггы изготовляют
из бет она классов В15...В25 и армируют сварными, ткаными или
комбинирова1Н1ыми сетками.
Сборгю-могюлитпые кессонные перекрытия с балками в двух
направлениях (рис. 2.11,^) отличаются простотой конструктивгюго
рен1епия, индустриал ыюстью и экономич1Юстью. Их выполняют
из предварителыю напряженных балок од1юго направления и
ребристых квадратных плит, которые низкими ребрами опираются
4.^

Рис. 2.11. Сборно-моиолнтные ребристые (а) и гладкие F) пастилы, кессоны (в) и
балочные перекрытия (,•. ()):
/ монолитный бсюн; 2 сборная панель с вырсчами: 3 нссьсмпая жслечобсюипая или
армоцсмсшная опалубка с рабочей apMaijpoti; 4 ирслваригелыю напряженная балка;
.i сборная ребристая нлша; 6 ебориая ребриеия нацель: 7 - профилированный стальной
нас1ил: Н арматурный каркас
на балки, а высокими ооразую! опалуоку для возведения салок с
неиапрягаемой apMaiypofi другого направления. Поэтому такие
перекрытия могут эффективно применяться в гражданском
строительстве для перекрытия помещений прямоугольной в плане
формы.
Переход на укрупненные сетки колонн можег быть ре-
irien путем применения сборио-.иоио.ттиы.х балочных перекрытии
(рис. 2.11,<'). Ребристые панели опирают на полки предварительно
напряженных ригелей или балок, изготовленных из бетона классов
В25...В35, при сварке соотвегсгвуюших закладных деталей. После
уста1ювки надбалочпой арматуры между сборными панелями и
свароч1юй стыковки выпусков горизонтальных стержней из колонн
и ригелей швы ме"/!ч.(у элементами перекрытия замоноличивают.
С этой пелью ребра панелей имекл пазы, при заполнении которых
образуются птонки для обеспечения совместной работы
элементов перекрьпий.
44

При значительных пролетах панелей и ригелей
сборно-монолитного перекрытия, а также при действии больших временных
нагрузок целесообразно надопорную рабочую арматуру
подвергать предварительному напряжению в стадии монтажа
конструкции. Стержни натягиваюг -пектротермическим способом путем их
апкеровки в упорных закладных деталях. Предварительное
напряжение позволяет производить искусственное регулирование усилий
и получить рационалыюе армирование сборно-монолитных
перекрытий.
Рагиюнальиые конструктивные решения сбор1ю-монолитных
перекрытий можно получить при применении сборных ригелей и
профилированных оцинкованных сшльных настилов (рис. 2.11,д).
2.5 Монолитные
безбалочные перекрытия
Конструирование монолитных безбалочнмх
перекрытий. В гаких перекрытиях гладкая железобегонная гишта опирается
неносредствен1ю на колонны с капителями (рис. 2.12). Капители
обеспечивают жесткое соиряжегше плиты с козюннами, увеличивая
гем самым несущук^ способ1юсгь перекрытия. Кроме того,
капители повышают прочпосгь плиты на продавливание.
Конструкция и размеры капителей зависят от ингенсивности нагрузки и
расстоя1Шй между колоннами.
По приведенной юлтинс беюна 6ajm4Hbie перекрытия
экономичнее 6e36ajm4Hbix. Однако 6e36ajm4HHe перекрытия позволяют
лучше Hcnojn,30BaTb объем помещений, а тем самым снижать
объем зданий и сооружений. По,этому их широко применяют для
многоэтажных xoJюдилыIИкoв, складских зданий, гаражей и т. п.
При времешюй 1юрматив1юй нагрузке г=10кПа и более безба-
Jючныe перекрытия зданий являются рациональнее балочных. При
прямоугольной сетке кологш отнопюние большего пролета Л к
меньшему /j не должно превышать 1,5.
ToJШШнa плиты Л^A/35...1/32)/2 при применении тяжeJюro
бетона и /?^A/30...1/27)/2- легкого бетона на пористых зaIЮJШИ-
телях. Прогиб перекрытия в середине плиты не должен превьннать
/,/1000, т. е.
/^ 0,018/5 (/t + /f)/(£,/r')^/,/1000. B.22)
Отсюда получаем, что толщина гишты
11^\/Щ1и1ЩЩ. B.23)
MoimjmTHbie 6e36ajm4Hbie плиты армируют njmcKHMn или
pyjmHHbi.MM сварными сегками (рис. 2.12,й). При этом пролетные
моме1Ггы воспринимаются сетками, yJюжeиными в нижней зоне, а
опорные в верхней зоне нлиты. Канители колонн армируют но
конструкгивным соображениям (рис. 2.2,6). Их арматура воспри-
45

.(o,^--o,s)i .
? 0,551
I'uc. 2.12. Конструктивное решение плит (</) и капителей @. к) монолитного
оезбалочного перекрытия:
/ рабочая арматура: 2 копсгр.хкшвпая apsiaivpa
цимаег усилия, вызываемые усадкой бетона и темнерагурно-влаж-
ностным режимом окружающей среды.
Применение напрягаемой арматуры позволяет уменьшать
толщину плит. повыпк4гь трегциностойкосгь перекрытия,
увеличить расстояние между колоннами, а также отказаться
от капителей. Предварительно напряженные капан,! .могут иметь
или не иметь сцепления с бетогюм. В первом случае их
располагают в металлических трубках, в которые нагнетают
раствор. Во втором случае канаты располагают в по.тттиленовых
трубках со смазкой.
К несложгюму конструктивному реи1ению относится
полосовое расположе1ше напрягаемой арматуры по .ги1шям
колот) (рис. 2.13.«), Обычная непапрягаемая арматура в
виде сварных сеток размещается в гшжней зоне плит. В
зонах расположегшя полосовой напрягаемой арматуры ставят
перпендикулярные ей ненапрягаемые арматурные стержни. На-
46

а)
'-
и—^—W
\
2
/
>
\—\—ни—
S)
1—^—1
1
—л—
Рис. 2.13. Размещение напрягаемой арматуры в монолитной плите перекрытия (а)
и расположение ее над колонной (о)'.
I напрягаемая капашая армагура: 2 - колонна
Рис. 2.14. Направление пластических шарниров при полосовой нагрузке (а) и
сплошном загружении {E) монолитного безбалочного перекрытия:
/ раскрыгне трещим сверху; ^ ю же. снизу
прягаемая арматура сильно повышает прочность плит па про-
давливапие.
Эксперимепгальпые исследования свидегельсгвуют, чго для
расчега по прочности плиты безбалочных перекрытий вполне
применим метод предельного равновесия. При этом
рассматривают две схемы излома плиты перекрытия.
Расчет на излом продольной или поперечной полосы плит разных
рядов (рис. 2.14, а). Такой расчет производят при полосовой
нагрузке, дейсгвующей через один пролет. При эгом возникаю!
47

линейные пластические пшрниры, параллельные оси данной
полосы; один в пролете с раскрытием Tpeuinn снизу и по одному у
опор с раскрытием трещин сверху.
Виртуальная работа внешней нагрузки IV^ определяется без
учета положительною влияния распора на несущую способность
плиты, т. е. при коэффициеггге г| = 1. Тогда работа
W,=pV=pljV^-2c,}/2=pLQ{l,-2c,y-l2. B.24)
где e = /ge=/7(/,/2-q).
Виртуальная работа внугренннх усилий
W^ = 2Mid + Mi2d = 2d(.^, + M,). B.25)
Здесь опорный изгибающий момеггг М-^ = R^As?,:;,, и пролетный
Mi = R^AsiZi- где ^3 и г, нлечи внутренней пары сил в опорном
и нролет1Юм пластических шарнирах.
С учетом кинематического способа расчета из условия И^р= IV,,,
получаем расчет1юе выражение
/;^8ЛДЛ.1Гз + Л,г,)/[(/,-2с-, ) = //]. B.26)
Расчет на излом плиты перекрытия по B.26) является
основным. Аналогично в другом направлении плиты расчетное
выражение имеет вид
/;^8Л,(А4--4 + /(л2--2)/[(/2-2г2)-/, J. B.27)
В практических расчетах рекомендую! принимать соотгюгпения
п.топтадей сечения рабочей армшуры в следуюпшх пределах:
As,-'(As,+As?,) = 03y...0.5 или Asz'iAsz^ А^л) = 0.5...0.в1. B.28)
В том случае, когда край или ты свободно опирается на
массивную стену, расчет на излом присгенной полосы производят
без учета верхней арматуры плиты па степе.
Расчет на одновременный из:10м смежных пансюй разных рядов
(рис. 2.14.0). Данный pacML^i является вспомогательным. Его
можно не производить при наличии капителей .томаною
очертания (см. рис. 2.12.«).
ЛинейтIе пластические тарпиры возникают взаимно нерпенди-
куляр1Ю и нараллелыю рядам колопп при снлониюм иагружении
6e36ajm4noro перекрытия. Каждая плита делится ли1шями из.'юма
на четыре звена, врапщюищхся вокруг опорных линейных
пластических и1арниров. оси которых расположены в зоне
капителей. При квадрат1юй панели /,=/2 = / и расчетное выражение
имеет вид
p^Щ{A.^z,^As,z, )/[/-^A -2r,7)j. B.29)
где Asi и J, - соответствен1Ю (тюптадь сечения верхней рабочей
арматуры на один пого1Ип>1Й метр плиты и нлечо внутренней пары
сил; Asi и г, то же, нижней (пролетной) арматуры.
48

Расчет плиты на продавливание. FIocKOju^Ky поперечная
арматура в безбалоч1Пз1х перекрытиях отсутствует, то расчет плиты на
продавливание производят из условия
F^O,ei(f>b^Rh,UjQ. B.30)
Здесь F=p{lil2~ah) продавливающая сила, равная нагрузке на
колонну за вычетом нагрузки на капитель размерами в плане
axh: фь4=1-5; 1,25 и 1,2 соответственно для тяжелого,
мелкозернистого и легкого бетона; U„ = 2[a + h + 2hQ) —
среднеарифметическое значение периметров верхнего и нижнего оснований
усечетюй пирамиды; йо рабочая высота плиты над капителью.
2.6
Сборные безбалочные перекрытия
Сборные безбалочные перекрытия с квадратными в
плане панелями (рис. 2.15). Конструкция дан1юго перекрытия
состоит из трех основных элемегггов: пролет1юй панели, межко-
логпюй панели и капители. Номинальные размеры гладких
сборных -wieMeirroB в плане 3 х 3 м при рационалыюй сетке Kojmnn
6x6м.
Перекрытия применяют при временных нормативных
нагрузках г = 5...30кПа. Возведение перекрытия начинается с мо1ггажа
Рт. 2.15. Конструкшвное решение сборного безбалочного перекрытия с
квадратными в плане панелями:
/ про.юшая liaiiaib: 2 межко.юпния панель; .; капигел!.; 4 колонна: .^ стальной
xicMcm: 6 rieioii чамонолимивапия паюв
49

о) \ .
7\
\/
Хг
. if/7/7/7
Г
1 /
Р ^^^^ J-
Г т
1 /
( i{
,1
J
/ '
^и ^' .
Г\уТ\/^
■^
-Z/A—
<3-
'г
I ^гооароо I
itOSO
--t
Pin-. 2.16. Конструктивное решение сборного безбалочпого перекрытия с
треугольными в плане панелями:
/ панель: 2 колонна: .i ciciia: 4 1к111ря1;1смая арматура
капителей, которые опирают на стальные столики и приваривают
к ним. Верх капителей соединяют с колонной посредством
приварки четырех стальных элементов. На капители
устанавливают мeжкoJюниьle панели, а на них пролетные панели, опираю-
1пиеся на мeжкoJЮнныe панели выпусками арматуры.
После выверки смонтированных элементов производят
соединение электросваркой выпусков арматуры со ста.тьиыми
закладными деталями элеменюв. Пазы, которые предусмотрены по
периметру всех сборных элеменюв. тпшгельно заполняют
бетоном. Жесткость соединения сборных элементов обеспечивается
пшоночными сопряжениями. Все сборные э.темеиты армируют
сетками из стали класса А-111.
Пролетные плиты имеют размер в плане 2980x2980 мм.
MeжкoJюпныe плиты приняты с размером в плане 3280x2980 мм.
Плиты ИЗГОТОВЛЯЮ! из бетона классов В25...ВЗО и армируют
пространственными каркасами, сетками, закладными изделиями и
отдельными стержнями. Капители изготовляют из бетона классов
В20...В40.
Пролетные плиты рассчитывают по методу пределыюго
равновесия как плиты, опертые по контуру. С учетом свободного
опирания пролетные изгибающие методы составляют
M, = M2=W^'24. B.31)
Изгибающие моменты в мeжкoJюннoй панели определяют как
для неразрезной балки. С учетом перераспределения усилий
50

падоиорныи и пролетный изгибающие моменты
М, = -Мз=/^/- 16. B.32)
где расчетный пролег / составляет 1,05 расстояния в свету между
капите.тями.
Капители рассчитывают в обоих направлениях на нагрузку от
опорных давлений и изгибающих момеиюв межколотн.гх плит.
Досюинством сборных безба.ючных перекрытий данного типа
является ин.тустриализация железобетонных работ при возведении
консгрукций, работаюншх под больпшми на1рузками. Поэтому
гакие перекрытия применяют в пpoмыпlлcн^п.lX з.таниях и
сооружениях.
Сборные безбалочные перекрытия с треугольными в плане
панелями (рис. 2.16). Такие 1!срекр!,пия позволяю г ноныпшть
ин.чустрна.нгзшигю ci рои le.ibci на оГмцссшстилх з.таний. Следуе!
отметить, что конструкция перекрьггия состоит .пинь из
одного элемента треугольной в плане многопусто гной панели
(рис. 2.16.в).
Крупноразмерные треугольные панели нрименяюг при
типовом Hiare колонн 6x6 (рис. 2.]b.(i). При ншхмагном рас!ю:юже-
нпи сетки ко.шнн каркаса можно вписать между ко.юннами
!10меп1ения размерами в плане 8.5 х 8.5 м (рис. 2.16, E).
Треугольные напе.ти рассчитывают но методу предельного
равновесия. Их армируюг двумя плоскими сетками с рабочей
арматурой класса A-iii. В грани д.!И1юп 8.135 м ставят
напрягаемую арматуру класса A-iV или A-V. Папс.т изго1ов.!яюг из
бегона класса В20.
По сравнению со сборными ба.точными перскрьпиями
гражданских з.таний безба.ючные перекрытия с треугольными плитами
позво.тя!ог снижать расход магериа.юи. значительно сократи 1ь
количес!Во типоразмеров индустриальных изделий н примерно
в два раза уменьн|ить трудоза!рагы при монкгже песуиии
конструкций.
2.7 Сборно-монолитные
безбалочные перекрытия
Такие перекрытия сохраняют достоинства мополиг-
пых и сборных безба.ючных перекрытий, i.e. опи позволяют
избежать перерасхода арматурной стали ири ин.тустриа.тизации
строительных работ. Объем монолитного бетона составляет
50...70% общего объема бетона перекрытия.
Как видтю из рис. 2.17. опалубкой .тля монолпнюю бетона
служат сборные предварит е.тьно напряженные элементы, нредстав-
ляюнтие собой монтажные пролетные и межко.топп1>1с н.тты.
Она.тубочные плиты укладываю: после укрепления капителей в
5\

/-/
2-2
^ ^Ж1
то
то
1'ис. 2.п. Конструктивное решение соорно-момолитных оечоалочных перекрытии:
/ иесьсммая жслекюсюпиая пролетая опалубка: 2 го же. межколоппая опалубка:
-J капикмь: 4 колоппа; 5 мополигныи бсюп
Проектном положении. После отого в зонах действия опорных
изгибающих MOMeirroB укладывают сварные сетки верхней
арматуры.
Расчег c6opHO-MOHOjHiTfujx нерекрыгий выпо.чняюг для двух
стадий их работы. В стадии монтажа опалубочные хчеменгы
перекрытия рассчитывают как конструкции сборного железобетона
па на1рузку oi их собственного веса, а также веса свежеуложен-
ного бетона и монтажных воздействий. В эксплуагационной
стадии перекрытия рассчитывают как монолитные.
2.8 Безбалочные перекрытия,
возведенные
методом подъема
CyuiHOCTb возведения перекрытий мегодом подъема
состоит в том, что на полу гюдвалк или первого Э1ажа будущего
здания предвари гельно изготовляют или монтируюг из отде-чьпых
сбор|н,1х олементов болынегабаритные плиты, когорые затем по
направляющим опорам (колоннам) поднимаю! вверх и
закрепляют на проекппзгк отметках. В бо.чыгшнстве случаев монолитные
плоские плигы перекрытий зда1шй и.чи сооруже1Шй изгоговляю! в
виде пакета (рис. 2.18, с/).
Направляющими опорами служат как ко.чонны, так и
железобетонные стволы (ядра) жесткости зданий. На проектные отметки
покрытия поднимают с помон1ью специалыюго оборудования, в
виде подъемников и домкратов. ПJlИты перекрытий поднимают,
начиная с верхней, по одной или но нескольку плиг вместе.
Согласно другому способу монтажа плиты поднимают все вместе
(в пакете) и прикрепляют к колоннам па проектной отметке,
начиная с нижней плиты.
Основное преимущество метода подъема перекрытий сосго-
<;''

Рис. 2.IH. Схема ообалочною перекрытия, вочвелепиого метолом иольсма {а), и
принцип армирования нлшы в зоне воротника F, «):
/ Г7акег моно;1ИГ|1ых плш: 2 млигц в сгалии iioibc\ia ма мршк-ж) loMiioii oimcikc;
.* колонна: 4 vioia ллическмй ворошнк; .' нижние армаириыи iicpAiiH: О го же.
iiepxiHic
ит В том, что создае1ся возможность возведения здании
разной конфигурации в плане при любом вариаиге разме!иения
К0Л01НТ Кроме того, данный метод позво.1яе1 значи1ельно
сократить тру до- и знерюзатрагы в счроите-тьсгве. а также
снижать расход бетона и арматурной стали в гражданских
зданиях.
Монолитные Hepa3pe3fH,ie нлить! являются горизо1ггальиыми
диафрагмами зданий. Безбалочное и бескаиите;1Ы1ое перекрытия
дает возможность уменьм]агь объем зданий и обеспечивает
свободную планировку яажей. Плиты изгоговляюг го:ициной
160...220 мм из тяжелого или легкого бетона класса В15. Пли-
гы имеют 01верстия для пропуска инженерных коммуникаций
и закладные детали для крепления наружных ограждаюпшх
конструкций.
Плиты соединяют с колотшми через стальные воротники
(рис. 2.18,0, в). Конструкция воротника иcпoJUззyeгcя для
восприятия опорных усилий при подъеме плит и выполнение функции
направляющих. При монтаже перекрытий нагрузку о г плиты
передают ко.'Ю1та\1 с помощью нггырей. Для создания жестких
53

узлов воротник должен ириваривагься к закладным деталям
колонны.
Плиты нерекрыгия проектируют с консольными выносами
но периметру. Этим обеспечиваются не только
рациональные архитектурно-планировочные реи]ения. но также
выравнивание величин oimpfHiix и пролетных изгибаюпигх моментов.
Минима.чьный вылет коисоли составляе! 400 мм oi наружной
грани ко.чонны.
В стадиях подьема и ьременного закреи.зения к кологтам
плиты работают как изтибаемые п.чоскис конструкции на игарнир-
ных опорах. В расчетах хчигываегся nai рузка oi веса конс!рук11ии
и подъемно-моитажното оборудования. В •жсплуатациоиной cia-
дии расчет плит производя! с учетом жес!кости соед1П1С!И1Й млп1 с
колоннами. Кроме друтих нагрузок следуо _\чи1ына1), усилия.
возникающие у края !ТИ!ты при изгибе BiiyipennHx civii ;дат1я. в
то.м числе ствола жесткости.

3
ГЛАВА
Конструкции
многоэтажных
зданий
3.1 Каркасные здания
промышленного типа
Конструктивное решение зданий с балочными
перекрытиями. Многоэтажные промышленные здания проектируют, как
нравшю. с полным несущим каркасом. В таких каркасах ригели
огшрают лишь на коло1Н1ы, в том числе расположенные у
наружных стен здания.
В многоэтажных зданиях с балечными перекрытиями
размещают производства с вертика;пзными технологическими процессами,
в том числе приборостроения, легкого мапнпюстроения.
химической и легкой промын1ленности и т. п. Такие здания применяют
также в качестве административно-бытовых, лаборагорных и т. п.
корпусов прелприятий. Здания проектируют в зависимости от
назначения высотой от 2 до 10 этажей.
Каркас зданий конструируют с ба;ючными перекрытиями двух
тигюв. В перекрытиях типа I ребристые панели огшрают на полки
ригелей (рис. 3.1,а). В перекрытиях типа 2 сборные плиты
опирают на ригели прямоугольного или Т-образного поперечного
сечения (рис. 3.1,6). Здания с мостовыми крапами в верхнем этаже

Рис. 3.1. Конструктивное решение поперечного каркаса мкогол ажного
промышленного здания с ригелями типа 1(«) н типа 2F), а также схема вертикальных связей в
продольном направлении здания («):
/ Ko.iomia; 2 pin ель; 3 ряловая панель; 4 можколчнная панель: 5 смарспмыс
выпуски арматуры рикмя; б-ю же. олииочпыс 7 монтажный сварной шов

решают обычно с перекрытиями типа 2. Во многих случаях
конструкции двухэтажных зданий с укрупненной сеткой ко;юнн в
ерхнем этаже применимы не только для предприятий тяже;юй но
другой индустрии. Замена одпоэгажных зданий двухэтажными
озволяет .iy4uie использовать территории предприятий, сокра-
ить протяженность коммуникаций и снижать стоимость строи-
ельства.
Несущие вертикальные конструкции могут быть рамными,
)амно-связевыми и связевыми. В рамных системах все нагруз-
.и воспринимают элементы рам с жесткими узлами. В рампо-
свя'К'вых системах совместно работают рамы с жесткими
узлами и вертикальные диафрагмы. В евязевых системах
вертикальные нагрузки воспринимают элементы каркаса, а гори-
зо1ггальные -вертикальные диафрагмы. При этом ригели кренят
к ко;юнпам шарнирно. По техно.югическим соображениям
применяют в 0С1ЮВН0М рамный каркас. Пространственная
жесткость зданий обеспечивается в поперечном направлении много-
эшжными рамами с жесткими узлами, а в продольном
направлении -вертикальными связями, состоящими из стальных
профилей (рис. 3.1, в).
В тех случаях, когда но техно;югическим усювиям
вертикальные связи не могут быть поставлены, применяют продо;нзПые
рамы.
Унифицированный каркас зданий имеет сетку ко.юнн 6x6; 9x6
II 12x6 м при временных нормативных нагрузках i; = 5...30 кПа.
Доно.нштельные сетки ко;юнн 9x9; 12x9; 12х!2м применяют
при нагрузках соответспвенно 5...15; 5...10 и 5 кПа.
Увеличение пролета ригелей с 6 до 12 м позволяет повысить
сгепепь использования производственной шютади, изменить
технологический процесс производства и снизить трудоемкость
монтажа каркаса на 15...20%. Для зданий с повышенными
расстояниями между ко.чоннами расход стали повышается, однако
приведенные и эксплуатационные затраты и сметная стоимость
еди1Шпы производственной площади снижаются.
Ширина многоэтажных зданий зависит от техно;югических
ус.ювий и требований освещенности. Естественное освещение
обеспечивается при ширине зданий до 24 м. При ширине 30 м и
бо;]ее требуется сочетание естественного и искусственного
освещения.
Высота этажей зданий составляет 3,6; 4,8; 6 и 7,2 м. Высоту
всех этажей, кроме верхних, принимают равными расстоянию
между поверхностями по.юв смежных этажей. Для верхнего этажа
высота является равной расстожшю от чистого пола до верха
утегиштеля покрытия усювной толщины 100 мм. Для зданий,
имеющих верх1шй этаж пролетом 18 м, высоту верхнего этажа
принимают равной расстоянию от чистого пола до низа стропиль-
пой конструкции.
57

Для зданий с балочными перекрытиями применяют колонны
сечением 400 х 400 и 400 х 600 мм консольного типа высотой в
один или два этажа. Колонны стыкуют на высоте 600 мм от
уровня 1юла. Класс бетона колонн нижних этажей не менее В25.
Рабочая арматура коло1Н1 класса A-III.
На консоли колонн в поперечном направлении укладывают
ригели, а по ним кругиюразмерные панели и коробчатые настилы.
Ригели мо1ггаж1юй сваркой или самозаценляющими деталями
закрепляют с колоннами в местах консолей, а также ва/пюй
сваркой выпусков верхних продольных стержней ригелей с
арматурой такого же диаметра, пропущеп/юй сквозь колонны.
После заполнения зазоров между колоннами и торцами ригелей
бего1Юм обеспечивается жес'1кос|Ь y3jmB рамы.
При больших пролетах ригелей или при действии больших
нагрузок исгюльзуют методы предварителыюго напряжения
конструкций в стадии мо1ггажа каркаса м1югоэтажных зда/шй. При
этом сборные ригели объединяют в статически неопределимые
системы. Путем регулирова/шя в рамах создают искусствешюе,
наиболее выгод1юе напряженное состоя1ше. Вследствие гювыше/шя
жесгкости и трещи/юстойкости элементов и узлов рам каркас
здания но работе не уступает монолитному предваригельно
напряжен/юму каркасу, а 1Ю методу возведе/шя приближается к
сборному.
Конструктивное решение зданий с безбалочными перекрытиями.
Безбалочные перекрытия имеют меньшую высоту, чем балочные,
что позволяет значителыю уменьшать кубатуру зда/шя, а тем
самым и его стоимость. Кроме того, при наличии плоских
перекрытий упрошае1ся прокладка трубопроводов и дру1и\
комму»шкаций. Высота этажей сосгавляет 3,6 и 4,8 м.
Пространственный каркас зданий с безбалочными
перекрытиями решают 1ю рам1юй схеме в обоих направле1шях (рис. 3.2, а).
Ригелями м1югоггаж1п>1Х и многопролетных рам служат
безбалочная плита, жесгко связанная с колоннами при помощи
кагштелей. Наружные сгены смешают с оси крайнего ряда ко;ю1П1
на расстоя1ше 620...1510 мм. Величину 620 мм нри1шмают при
наличии навесных стен.
Для наружных сген зда1шй с безбалочными перекрытиями
рекомендуют применять сте/ювые пане.ци, устанавливаемые верги-
калыю на фундаме/ггные балки. При выборе типа стен следует
иметь в виду, что в условиях новыше/нюй влаж/юсти и в
агрессивных средах, например при возведении холодильников,
навесные стены применять не рекомендуется из-за коррозии
крепежных деталей.
Сборные колонны каркаса при1шмают одгю-, двух- и трех-
этаж1юй разрезки. Размеры их поперечного сече/шя 400x400...
...500x500 мм. Коло/шы изготовляют из бетона классов В15...В45.
Колонны армируют пространстве/шыми каркасами из стали
58

5000
6000
^).
I
DDDDDDDE
пппппппс
DDDDDDDE
fSOOO
I'm. .ij. KoiicipvK I niiiioc решение KiipKiica мною )i;i>kiioi о промыт.iciiuoio чдамия
e oe'ioa.io'iHi.iMii iiepCKpi.iiнямп (</) и мсжферментпми жгжами ("):
/ ко loiiiKi: J каиию.и.: .< илцм морскрытн: 4 осзрпскосиля (jvpMa
класса Д-!П. В колоннах предусматривают закладные детали для
крепления ка1Н11елей.
Коне I рук 1ИВ110С решение зданий с мсжфсрмснными этажами. Для
обеспечения непрерывной модернизаннн техгю.чопн! производства
в некотор|>1х произволе!венных зданиях целесообразно устроигь
каркасы с межфермспиыми пажами (рис. 3.2.о).
Болыппе iipo.ien.i здания перекрывают безраскосны.чн! железо-
оеюппыми (|)ер\1а\!И, В пределах kohci руктивпой высоты фер.м
ус|раиваю1 помсшепия, в которых разменцпо! нпжеперпое обору-
Ловапие н коммуппканин. Они шкже с-1ужа1 быюнымн, складски-
мп и лру111\П1 ВС1ЮМ01 а1ельными номешеппями. Высота
межферменных гтажеЛ 01 2.4 до 3.6 м. а нроизво.чствениых пажей 3,6; 4,8
п 6 м.
Желе5>)бс1оппыс фермы являюкя ри1елямп унюгозтажиого
каркаса, поло.му п\ жес1ко соедпияю! с ко.юпнами, С яой целью
крайние cumikh ферм н.мею! ныс1упы с зак.шднымн де1алями,
К1)торые соединяю! с со01ве1С1вуюнн1ми де1алями ко.'юин ниже- и
вЫ1пс.1ежап111\ гтажей.
Панели перекрытия здания с межфермепиы.ми пажами
применяю! двух 1И!!0в. На верхний !!Ояс ферм ук.иадываю! П- или
2'1'-обраЗ!!!)!е ребрИС!Ь!е !ia![ej!H, !10СК0ЛЬКу они В0С!!рИ!Н1МаЮ1
!!а!руЗКу !!р1)ИЗВОДС!!)е1!1!Ь!Х П0МС!!1е!!!1Й. На !1ИЖ!!ИЙ 1!0ЯС фсрМ
о1!ираю! м!!о!о!!ус!0!1!Ь!е ИЛИ ребрис!ые !!а!1ели. !!редназ!!аченные
для !1ереКр!>!! ИИ ВС1!0М0ГаТе.!Ь!!Ь!Х ЗДа!!И!1
Принцип расчета каркаса многоэтажных промышленных зданий.
Вре.ме!Н1\!о д.!И!е.!Ь!1ую па! рузку сосчавляс! вес C!aiuionapHO!о
оборудова1!пя. хра!!пмых материа:!ов и изделий, а чакже вес
59

людей и деталей в зонах обслуживания оборудования. Коэф-
фипиеггг надежности по временной нагрузке уу=1,2.
Расчетные усилия для элементов рам в эксплуатационной
стадии определяют исходя из двух сочетаний нагрузок.
В ш'раое сочетание нагрузок входят постоянная, временная
длительная и одна крагковременная нагрузки. Конструкции
верхних лажей, кроме того, проверяют на сочетание, в котором в
качестве кратковременной нагрузки учитывают нагрузку от
подвесного транспорта или снега.
Во второе сочетание нагрузок входят постоянная, временная
длтельная и все кратковременные нагрузки с учетом
коэффициентов их сочетаний. При определении ншрины раскрытия
трещин в ригелях вегровую нагрузку принимают в количестве
30% нормативного значения.
В cmadiHi возведения каркаса зданий учитывают сочетание
следуюнщх нагрузок: собственный вес конструкций, скоростной
напор Beipa и монтажная нагрузка 2,5 кПа для сеток колонн 6x6
и 9 X 6 м. а также 1 кПа для другой сетки. При расчете учитывают
возможносгь возведения каркаса без замоноличивания узлов рам,
коюрое может быть выполнено после окончания монтажа
конструкций всех этажей здания. Однако замоноличивание сопря-
же1П1Й колонн с фундаментами требуется выполнить до начала
монтажа ригелей.
Расчет рам каркаса на горизонтальные (ветровые) нагрузки
можно выпо.чнять приближенным методом. При этом
горизонтальную нагрузку заменяют сосредоточенными силами,
приложенными к узлам мгюютгажных рам. Считают, что нулевые точки
эпюры изгибающих моментов ко.юнн расположены в середине
ВЫС01Ы этажа li,. В первом этаже эти точки находятся на
расстоянии - J ВЫС01Ы от места защемления.
Поперемцые сн.чы рамы /-го тгажа Q^ распределяют между
отдельными ко.'юннами нроиорционально их жесткостям. Тогда
поперечная сила А-й ко.тонпы
Q=QA^B^. C.1)
J- 1
где В^. - И31 ибная жесткость сечения колонны: т^ число колонн в
ярусе.
Поскольку к крайним ко]юннам рам присоединяют ригель
только с одной стороны, жесткость колонн снижается путем
умножения показателя В^ па коэффициенг р = 0,54; 0,56; 0,62; 0,7;
0,75 и 0,79 при опюшении 1Югонпой жесткости ригеля крайнего
npojicia /, = i^,//| к погонной жесткости крайней колонны (примы-
каюп1еи к \\лу снизу) ii„i = B^.;li^ соответственно 0,25; 0,5; 1; 2; 3 и
4. Для Kpainnix колонн первого этажа принимают Р = 0,9.
Изгибпимште моменты А-й колонны яруса (кроме первого
Э1ажа) ct>c!aii.isi)oi'
60

-М'
м.
mf
Fm. J.i. К расчету колонн каркаса с бсзба.ючпыми исрскрьпиями на
|)ср I нкальиую нагрузку
М
к. sup '
м
к. mf
^QAi^-
C.
Изгибающие моменты в верхнем и нижнем сечениях колони
первого эчажа рассчитывают из выражений
Л^,.„. = е.Л./3 и М,,„. = 2е,/^/3. C.3)
Расчет изгибающих моментов в колоннах каркаса с
безбалочными перекрытиями, вызываемых вертикальными иа1рузками, гакже
можно производить \ю приближенной методике (рис. 3.3). Узловой
момент
М = /^,,(/1,, + /1,з)(Ь-;?/>)(е,Гз/1+0,Збе,2,/?)/@,64/?), C.4)
где ез = /1.з/(/1„ + .<о); e. = /i.si/H,i + /i.o)^ C-5)
распределяют между моментами М,„р и М,,,^ KOjmnii,
примыкающих к рассматриваемому узлу рамы.
Для средних ко]юин каркаса изгибаюпдие моменгы
M.up=M'\upl{i.up + h„f+ ')'■• M.^„y = Mi;„fi{i^^p + i„^f + i\
C.6)
где i.sup— "c.supl'^n hnj
^^f. in fill'
i=Blli поюнные жесткости
соответственно колонн и плиты перекрытия шириной, равной
расстоянию между колоннами /j в перпендикулярном направлении.
Для крайних Kojmnn каркаса изгибающие моменты
М = /^,(/1,,+Л,з)(ез--з/? + 0,Збе,-,/?)/@,64/?)-^/,й^/2, C.7)
М,ир = Mi,,pl{i,,p + /,-„^); М,.„,. = М/,-„^./(/,„р + /,„j). C.8)
В сборгюй консгрукнии рамы образуются ко]юннами, кагипе-
лями и межколонными плигами.
3.2
Каркасные здания гражданского типа
Конструктивные решения каркасных гражданских
зданий. Для |раждански.\ мноюэтажных зданий используют прост-
рансгвенную каркасно-панельную сисгему несущих конструкций. В

-сГ
J
L-==v
±_
л-
~-l
1
^^ч_
■ООН LJ
) 12000
K.J yJ V_y
/'»<■. .^.4. Коис'фуктвнос решение кпркаеа i ражланеких зланин е поперечными
рамами ((/). е иролольиымп рамами (ri) и е бечбалочными перекрьпиями («)
/ KO.ioiiiKi; .' ринмь; .>' и.una
таких ианиях могут оы гь свооодные от гюнеречных стен
гюмен1ения.
Каркас :5дамия сосюич из стержневых и плоских, чаще всего
унифицированных и типовых элементов. К вертикальным несущим
элементам каркаса относятся колонны и пилоны (глухие
диафрагмы и простенки диафрагм с проемами), к горизонтальным
ригели рам и плиты перекрытия и покрытия. Конструктивные схемы
таких зданий могут быгь с поперечными (рис. 3.4,«) или
продольными (рис. 3.4. о) рамами. Встречаются также каркасы с
безбалочными перекрьпиями (рис. 3.4,«).
Пролсгы рам, г. с. пролеты ри1слей в многогтаж1п,1Х каркасах,
составляют oi 1,8 м в коридорах до 18 м в помещениях. Шаг рам
или пролет панелей перекрытия ко.чеблется от 3 до 12 м при
модуле, равном 0,6 м. Таким образом конструкции рамного
каркаса могут быгь применены для строительства мнотоэтажны.х
зданий pa3jni4Horo назначения. Высота этажей зданий составляет
3; 3,3: 3.6; и 4,2 м.
Вертика.1П>11Ыс несущие копс1рукцип ра6о1аю1 совместно
благодаря на;щчию жестких перекрытий. Они обт>едипяют
вертикальные necynuie конструкции в единую пространствещ1ую систему и
служат гории)ита.1ъпы.\т диафраг.ма.ми .жесткости. Жесткими
диафраг.мами являются перекрытия не rojn,Ko из монолитного
железобетона, 1ю также из сборных панелей с замо1юличенными
стыками. В своей плоскости перекрытия работают на усилия,
вызываемые горизонтальной нагрузкой.
Вертикальные диафраг.мы обеспечивают жесткость многоэтаж-
1ПЛХ здашгй во всех направлениях и препятствуют появлению
деформаций от крутятцих усилий. Их разметцепие долж1ю rapairrn-
ровать отсутствие больппгх температурных усилий в ригелях и
62

а) 5 i
^'^ ^ к к к it и к I у
tittttttti'^
Ь] 2 ^
8]
ш
« 1
/^^
ш
2
К
1
ё^
Рис. 3.5. Рациональное размещение вертикальных элементов жесткости в шшне
многоIажных ?;ш11ий (а, 6, в.) и вертикальные несущие консфукции каркаса (,'):
/ рама с шарнирным креплением ригелей: 2 рама с жепкими учлами; 3 пилон;
4 -ствол
панелях перекрытия как при возведении, так и эксплуатации
многоэтажных зданий. Рациональное размещение диафрагм приве-
де1ю на рис. 3.5, а, б.
Отдельные, разбросанные в плане здания, диафрагмы
целесообразно применять в каркасных зданиях высотой не больше 16
этажей. В высогных зданиях плоские диафрагмы объединяют в
одну конструкцию, называемую стволо.ч здания (рис. 3.5, в). В
плане здания ствол представляет ядро лкесткости. Стволы
позволяют снижать расход стали до 15%, цемента — до 10% и
стоимость конструкции - до 10%.
В отличие от пилонов и стволов зданий изгибная жесткость
колонн является незначи1ельной, поэтому колоннам
целесообразно передать лишь вертикальные нагрузки от перекрытий и
навесных стен. В таких каркасах ригели присоединяют к колоннам
шарнирно либо с частичным заи1емлением, например каркасы
серии 1.020-1. Горизонтальные нагрузки передают диафрагмам
жесткости, которые представляют собой комплексные
конструкции, включающие колонны каркаса и установленные между ними
стеновые панели.
В некоторых случаях, например при больших нагрузках на
перекрьпиях, применяют рамы с жесткими узлами. В данном
случае система каркаса в поперечном направлении здания является
рамио-связевой, так как совместно работают рамы и
вертикальные диафрагмы жесткости. В продольном направлении здания
каркас работает но связевой системе.
В зданиях высотой до 4 и 5 этажей рамный каркас можно
применять без вертикальных диафрагм жесткости. С целью

^)
i
р
^'
1
sf
с
50
'
А-ШМ--
i
т 1
' "
щ
J. т jN./TT
1 г
> 4
1 1
\ т
•
«
ifO
*
9
/
1
\.п
\
%
^
\
4-
и
'.с
'Л
I-
V
^1 ^ ^;*EF
',\
^
fz
^2 -
AMJl
ом
0,Sh
0,2М
мм
-t—
I'uc. 3.6. Конструкция колони многопажных 1ражланских зланий (а), их попсрс-
ныс сечения при осевых нагрузках до 1.5 МН (б), до 3 МН («) и ло 12 МН (<>). i
также схема расчета изгибающих моментов при шарнирном креп.чении ригелей (():
/—продольная арматура; 2 комбинированный каркас консолей; .< закладные лсталк
4 - арматурные сетки
сокращения количества стыков и ускорения монтажа каркаса
многоэтажных зданий рамы с жесткими узлами выполняют и'
П-образных и Н-образпых фрагментов. Ввиду сложности граь
спортирования такие фрагменты изготовляют на строительное
площадке.
Принцип расчета рамно-связевых и связевых каркасов приво
дится в параграфе 3.6.
Колонны. Колонны каркаса могут быть на один, два, три i
четыре этажа. Колонны больнюй длины применяют в целя;
уменьшения числа стыков и исключения случайных эксцентрисить
тов, возникающих из-за неточности монтажа каркаса.
Колонны имеют поперечное сечение 300 х 300 и 400 х 400 м\
(рис. 3.6). Стыки колонн выполняют обычно на высоте 600 мм о
верха ригеля. Колонны вьн1о:н1яют из бетона классов 820...В4_
Только в высотных зданиях внедряют высокопрочный бетог
классов В50...В60.
Колонны армируют сгержнями диаметром от 16 до 40 мм и
стали класса A-III. В сильно нагруженных колоннах (рис. 3.6,г
дополнительно применяют эффективные классы арматуры, i
частности класса At-V.
64

Рис. 3.7. Поперечные сечения преднапряженных ригелей со смешанным (а) и
внешним F) армированием, а также армирование их приопорной зоны («);
/ продольная псиапрягасмая арматура; 2 то же, напрягаемая; 5—листовая сталь
юлщииой И)...28 мм; 4 опорная закладная деталь
По экономическим соображениям рекомендуют несущую
способность колонн увеличивать путем повышения классов бетона и
арматуры, а не за счет увеличения размеров поперечного сечения
колонн. Кроме того, целесообразно для изготовления сильно
нагруженных колонн применять бетоны повы1ие1П10Й прочности и
тем самым сокрагить расход арматурной стали.
При шарнирном креплении ригелей к колоннам их изгибающие
моменты от вертикальной нагрузки определяют как для
неразрезных балок (рис. 3.6,<)). Изгибающий моме1гг, возникающий
вследствие различного воздействия ригелей, расположенных с обеих
сторон колонн, составляет M = F^L\ — F2e2- В местах опирания
ригелей момент М делят на две части, как это показано на
расчетной схеме. Кроме того, учитывают случайные
эксцентриситеты в плоскости и из плоскости ригелей. Поэтому колонны
рассчигывают на косое внеценгренное сжатие.
Ригели. Для каркасов гражданских зданий рекомендуют пред-
напряженные ригели ограниченной высоты (рис. 3.7). Такие ригели
высотой сечения 450 и 600 мм применяют для пролетов 6; 7,2; 9;
12; 15 и 18 м в сочетании с многопустотными панелями для
пролетов до 9 м и ребристыми плитами для больших пролетов.
Нижнюю зону ригелей армируют смешанной продольной
арматурой: напрягаемой классов Ar-V, A-V, A-VI и ненапрягаемой
класса A-III. В ригелях пролетом 15 и 18 м для восприятия
опорных изгибающих моме1ггов ставят внешнюю листовую
арматуру (рис. 3.7). Поперечную арматуру приваривают к
листовой, обеспечивая ее аикеровку. Внешнее армирование позволило
понизить высоту ригелей до '/до гфолета.
Ригели выполняют из бетона классов В25...В40. Ненапрягае-
мая армагура состоит из пространственных каркасов, в которые
вводят плоские каркасы, сетки и закладные детали, объединенные
с помощью дуговой или ко1ггактной сварки. Все ригели опирают
65
3--258

на консоли колонн, скрытых в их подрезке (рис. 3.7, в). Высота
консолей составляет 150 и 300 мм при высоте ригелей
соответственно 450- и 600 мм.
Ригели пролетом до 9 м рассчитывают и армируют как
однопролетные простые балки с учетом равномерно
распределенной вертикальной нагрузки. Для ригелей с односторонним
опиранием панелей перекрытия производят расчет на изгиб с
кручением. Однако при этом учитывают совместную работу
ригелей с плитами перекрытий и покрытий, что позволяет
повысить жесткость этих элементов примерно на 25%.
Исходя из конструктивных соображений с учетом усилий,
возникающих в рамах при их монтаже, целесообразно
принимать частичное или полное защемление концов ригелей. В
ригелях высотой 450 мм опорный момент принимают 54...300 кН м,
высотой 600 мм 280...900 кН м. Путем регулирования
усилий можно получить минимальный расход стали. По
сравнению с шарнирным креплением ригелей расход стали снижается
на 15%.
Расчет ригелей по второй группе предельных состояний
производят также с учетом перераспределения усилий из-за
образования трещин и неунругой работы бетона.
Жесткое узловое сопряжение ригелей с колоннами
обеспечивают ванной сваркой выпусков горизонтальных растянутых
стержней и тщательным замоноличиванием зазоров. Для усиления
сжатой зоны ставят сжатую арматуру в обхват колонны.
Узел сопряжения ригеля с колонной. При пролете ригелей до
12 м опорный изгибающий момент фиксируется специальной
верхней металлической накладкой, приваренной к закладным
деталям ригеля и колонны (рис. 3.8). Данной накладкой
воспринимается усилие Ng. Такое же усилие воспринимается приваркой
закладной детали ригеля к консоли колонны. При применении
внешней листовой арматуры верхняя листовая накладка
заменяется швеллером.
Скрытую опорную консоль колонны армируют жестким
комбинированным каркасом, состоящим из растянутых и сжатых
стержней, соединенных стальными планками. Поперечная сила,
действующая на консоль, воспринимается наклонной
железобетонной полосой с жесткой арматурой шириной 4 (рис. 3.8).
Предельные усилия
Ni„ = Q,SRbbJe+Retle И N2^ = R,A„ C.9)
где Ь^ — ширина колонны; Rf, и R^—расчетные сопротивления
соответственно бетона и стальных планок; /^^ толщина планок.
Расчет но прочности консоли производится из условий
e<Af,„sina и Q^N2jgoi, C.10)
где а—угол наклона соединительных планок.
66

Пилоны. Пилоны многоэтажных зданий проектируют с
поэтажной разрезкой на элементы номинальной длины 6 и 3 м (рис. 3.9).
Они состоят из двухполочиых стеновых панелей для опирания
перекрытий с двух сторон, однополочиых для одностороннего
опирания перекрытий и бесполочные - для применения в
направлении, перпендикулярном направлению ригелей рам.
Панели толщиной 140... 180 мм соединяют между собой и с
колоннами путем сварки закладных деталей, которые
воспринимают вертикальные сдвигающие усилия. Передачу горизонтальных
сдвигающих усилий обеспечивают монолитные шпоночные
соединения панелей. Все зазоры в примыканиях панелей к колоннам и
панелям перекрытий тщательно заполняют бетоном или
цементным раствором.
Пилоны устанавливают на всю высоту здания.
Горизонтальный стык между панелями и фундаментом аналогичен стыкам
пилона на этажах. Монтаж колонн выше расположенного этажа
производят после полного устройства перекрытий и омоноличива-
ния стыков колонн. В проектах зданий указывают требования по
строгому соблюдению конструктивных решений и приводят
Рис. 3.8. Конструкция узла сопряжения
ригеля с колонной каркаса гражданских
зданий:
/—колонна; 2 — ригель; 3
комбинированный каркас консоли; 4 - продольный стержень
колонны; J закладная дегаль; 6 верхняя
накладка
Рис. 3.9. Принцип формирования
диафрагм жесткости:
/ колонна; 2 дегаль стыка панели
диафрагмы с колонной; 3 - диафрагма жесткости;
4 naneJM, перекрыгия; J бегон замоиоличи-
вания
/ —
-Л—-
Ч^
! С
с 3
=Е
и
t
а
т
67

указания по обеспечению жесткости и устойчивости каркаса на
всех стадиях возведения и эксплуатации.
Панели пилона изготовляют из бетона класса В25 для
нижних и класса В15 —для верхних этажей здания. Их армируют
двумя сетками и арматурными блоками из стали класса А-1И.
Ствол жесткости здания. Конструкцию ствола здания
разрабатывают совместно с архитектурно-планировочным решением
здания. Ригели каркаса опирают на пилястры стен ствола. Панели
перекрытия размещают параллельно стенам ствола. Опирание
монолитных перекрытий на ствол точечное, если его возводят в
скользящей опалубке, и по всей грани примыкания при
бетонировании ствола в переставной опалубке.
Стволы возводят из бетона классов 815... 825 и армируют
сетками из стали класса A-III. Шаг вертикальных и
горизонтальных стержней —200...400 мм. Площадь сечения вертикальной
арматуры составляет от 0,05 до 3% горизонтального сечения
ствола.
Если в бетоне ствола растягивающие напряжения g^,<Ri„, где
Ri,, сопротивление бетона растяжению, то минимальный процент
армирования 0,025%. Шаг вертикальных стержней принимают не
более 1,5 толщины стены, шаг горизонтальной арматуры —не
более 600 мм. Принцип армирования ствола приведен на рис. 3.10.
Опыты свидетельствуют, что в коробчатом сечении внецентрен-
ио сжатого ствола сопротивление сжатой арматуры используется
хуже, чем в колоннах. Поэтому вертикальные стержни применяют
из арматуры класса A-II.
Панели наружных стен. В строительстве наблюдается тенденция
совместить требования эффективности и архитектурной Bbipa-
зигельности железобетонных несущих и ограждающих
конструкций. Для гражданских каркасных
зданий следует применять рациональные
навесные пане:ш толщиной до 250 мм,
высотой от 0,6 до 2,4 м и длиной от 3
до 15 м.
Типовые навесные и самонесущие
сте1ювые панели обычно бывают
горизонтальными. Их изготовляют
разнообразной фактурной поверхности. Они
являются слабо армированными
однослойными или слоистыми элементами,
которые транспортируют в проект1ЮМ
положении. Навесные панели опирают
/',.■. 3.10. Схема армирования "^ •КОНСОЛИ КОЛОННЫ. Иногда ИХ навеску
с-,вола -здания: производят приваркои накладной дета^
/ горичоитальиый стержень; ЛИ К ЗаКЛаДНЫМ ДегаЛЯМ СТСНОВОЙ
2 шюский вертикальный каркас; паНСЛИ И КОЛОННЫ. СаМОНССУЩИС ПаНС-
3 нространс!венный каркас нере- ■"
мычки ЛИ устанавливают на простеночные па-
—1 -
-г
<-
5—1-
Htttf-tH
m If 'гг
^Щ
-ш
ррР^гг
>
68

нели и крепят к каркасу здания монтажными болтами и
закладными деталями.
Нетиповые навесные вертикальные панели па 2...4 этажа
целесообразно изготовлять на временных передвижных полигонах.
Их бетонируют в железобетонных формах-матрицах, внутри
которых находятся трубы для обогрева формы паром. Дно формы
любой конфигурации подвергается пропитке эпоксидной смолой.
Мо1ггаж вертикальных панелей производят при помощи футляра,
в который укладывают гибкую конструкцию любой
архитектурной формы.
3.3 Бескаркасные здания
из крупнопанельных и объемных элементов
Крупнопанельные здания. Основным видом массового
жилищного строительства являются бескаркасные
крупнопанельные здания. Такие здания частично применяют также в
общественном строительстве.
В крупнопанельных зданиях несущими стенами являются
внутренние продольные и поперечные. В зданиях высотой до 9
этажей на наружные продольные стены опираются панели
перекрытий гранью, параллельной расчетному пролету. Считают,
что на наружные стены передается нагрузка с полосы плиты
перекрытия шириной в 1 м.
Для гостиниц, общежитий и т. п. зданий применяют
конструктивные схемы с продольными несущими стенами. Для обеспечения
поперечной устойчивости здания предусматривают вертикальные
диафрагмы жесткости. Расстояния между диафрагмами
устанавливают расчетом.
Вследствие высокой сборносги крупнопанельные здания
являются экономичными, так как позволяют сокращать сроки
строительства и повышать производительность труда.
HapyKiKHbie стеновые панели изготовляют в горизонтальном
положении размерами на одну или две комнаты. Панели
армируют конструктивными вертикальными горизонтальными
сетками, расположенными по контуру панели и проемов в ней
(рис. 3.11,а). Каркасы состоят из продольных стержней 06...8
A-III с хомутами 04 Вр-1.
Однослойные панели наружных стен изготовляют из легкого
бетона (керамзигобегона) классов ВЗ,5...В7,5. С наружной стороны
панели имеют защитный слой тяжелого бетона толщиной 40 мм, а
с внутренней--отделочный с:юй толщиной 10 мм. Суммарная
толщина панели составляет 300...400 мм. Навесные панели
изготовляют также из ячеистого бетона.
Рациональными являются трехслойные панели из двух слоев
армированного тяжелого бетона и эффективного утеплителя.
Толщина панелей такой конструкции составляет 150...200 мм.
69

w
50
Ш
^]
^
«Ч.
4—
Фе..
в
1 f
7
A j''
3^
« 1^
'-Ч
, 5
^4
«...
ф5 Bp-] 5
-7 - /
41'
1 /
7
V
v.. / ,
4--
t-c 1.
250]..ISO 50..Л00
Рис. 3.11. Конструктивное решение панелей наружных
(а) и внутренних (б) стен крупнопанельных зданиГк
/ сварные плоские каркасы; 2—объемный каркас; 3
рабочая арматура перемычки; 4 вертикалы1ые арматурные
каркасы; J- горичонгальные обвязочные стержни; 6 монтажная
петля; 7—строповочная петля
Наружные слои соединяюг между собой гибкими связями. Для
обеспечения совмесгной рабогы обоих слоев используюг так
называемые фрикционные связи, сосгоящие из прокладки и
сгяжного болга.
Внутренние стеновые панели толщиной 160 мм изготовляют в
вертикальных групповых кассетных формах из бегона класса
В10...В25. Их армируют вертикальными арматурными каркасами
и горизонтальными стержнями 05 Вр-1 (рис. 3.11,^.
Минимальное конструктивное армирование панелей сосгавляег 0,05%
площади их поперечного сечения. В гех случаях, когда расчегная
нагрузка панели составляег менее 50% ее несущей способносги
конструкгивное армирование состоиг из одиночной сегки.
Панели перекрытий толщиной 160 мм применяю г размером на
комнату (рис. 3.12). Такие панели кассетного способа изгоговления
формируют из тяжелого бетона классов В12,5...В25 и армируют
одиночной сварной сегкой, сосгоящей из поперечных сгержней
06... 10 A-III и продольных стержней 04...5 Вр-1. Целесообразно
применять панели с балконными консолями, армированными
грубчагыми регисграми огопления.
Стыковые соединения наружных сген между собой и с панелями
внугренних сген сосгояг из петлевых связей в двух уровнях
каждой панели. Закладные дегали и соединигельные накладки
70

подвергаются оцинкованию в заводских условиях. Все сварные
швы закладных деталей должны быть покрыты слоем бетона
толщиной не менее 20 мм.
Горизонтальные стыки наружных панелей должны иметь
противодождевые барьеры. Горизонтальные стыки внутренних
стен и плит перекрытия, как правило, бывают платформенной
конструкции. Панели перекрытий соединяют между собой в
единую горизонтальную диафрагму сваркой арматурных выпусков
и устройством шпонок. При этом общая устойчивость здания
обеспечивается совместной работой всех наружных и внутренних
стен.
Здания из объемио-простраиствеииых блоков. Объемно-блочное
домостроение позволяет значительно сократить сроки возведения
зданий при минимальном ручном труде на строительной
площадке.
Объемно-пространственные блоки изготовляют величиной на
комнату, а в некоторых случаях на квартиру. В зависимости от
технологии изготовления различают три типа объемных блоков:
блок-стакан, блок-колпак и блок-тонпель (рис. 3.13,«, б, в).
Монолитные блоки-стаканы представляют собой коробку с
отдельно изготовленной и приваренной к ней плиты потолка.
К блоку-колпаку приваривают плиту пола, а к блоку-тоннелю
крепят фасадную и межкомнатную стеновые панели.
Объемно-пространственш>1е блоки обычно изготовляют на
спещ1ализированных заводах. Однако в южных регионах страны
их можно изготовлять на полигонах, требующих небольших
капитальных вложений. Блоки изготовляют из тяжелого или
конструктивного керамзитобетона классов В12,5...В20. Для
наружных стен применяют легкий бетон классов ВЗ,5...В7,5 или
трехслойную конструквд1ю с эффективным утеплителем. Блоки
армируют сварными сетками. Расход стали составляет примерно
25 кг к 1 м'^ общей площади помещений здания.
Существуют три вида конструктивной схемы зданий из
объемных элементов. В панелыю-блочной системе внутренние
стены являются однослойными. Блоки Ставят на рассто5гаии 3,2 м
71

Рис. 3.13. Конструктивное решение злапин из объемных олемешов:
а блок-стакан: 6 б.ток-ко.ишк: « б.юк-тонпс.п,; г вариаш компоновки здания
И между ними монтируют панели продольных стен и перекрытий.
В блочной системе здания сосюят из объемно-пространственных
блоков, поэтому внутренние стены и перекрытия являются
двойными (рис. 3.13, с')- В каркаспо-блочпой системе вся нагрузка
воспринимается каркасом, тогда как блоки являются
самонесущими. Данная система применяется для 12... 16-'эгажных зданий.
Большую роль в зданиях из объемных элементов отводят
горизонтальным связям. В зданиях до 5 этажей связями
объединяют в горизонтальный жесткий диск лить перекрытия верхнего
этажа. В зданиях большей этажности в уровне каждого
перекрытия между смежными блоками устанавливают не менее двух
связей.
Совершенствование конструктивных решений зданий из
крупнопанельных и объемных элементов. Основными направлениями
совершенствования конструктивных решений крупнопанельных и
крупноблочных зданий считают: распространение крупнопане.чьного
строительства для общественных зданий, требующих помещений
зального типа; устройство в первых этажах жилых зданий
общественных помещений; повышение этажности жилых зданий
без перерасхода арма1урной стали и цемента.
Решению перечисленных проблем способствует применение в
строительстве крупных стеновых панелей со скрытыми ко.чоннами
и устройство каркасной конструкции в нижней части зданий.
Панели со скрытыми колоннами дают возможность повыгнать
этажность зданий, увеличивать шаг поперечных стен и тем самым
их применять для крупнопанельного общественного
строительства. Они представляют толстостенные бетонные или
железобетонные стеновые панели, усиленные бортовыми стальными
элементами (рис. 3.14,G). Стальной сердечник скрытой колонны
заканчивается торцевыми пластинками. Стык панелей стены и перекрытия
сборно-монолитной конструкции. При этом скрытые колонны
воспринимают большую долю усилий, вызываемых
вертикальными и горизонтальными нагрузками.
Сборный каркас первого эта^ка крупнопанельного здания или
так называемый его стол выполняют из монолитного или
72

^YвO\ \270 S0\\500
Рис. 3.14. Конструкция крупной панели со скрытыми колоннами (а) и решение
первого лажа крупнопанельного здания {б):
1 ~ скрьная ко.юпна; 2 вертикальный apMaiypiibiii каркас: 3 iоризоптальныс стержни;
4 железобетонный каркас; J сборио-мопо нпная плита перекрытия; 6 -сборное перекрытие
гехническо! о о i ажа
сборного железобетона. Целесообразно перекрытие данного этажа
выполнять сборно-монолитным, способным воспринимать
большие нагрузки и не препятствовать архитектурно-планировочному
решению верхнего строения жилого или общественного здания
(рис. 3.14,/?).
В зданиях комбинированной системы исключительно
нежелательны неравномерные осадки фундаментов, что может вызвать
существенные перераспределения усилий в колоннах первого
этажа, которые могут стать причиной аварий зданий. Поэтому
фундаменты под крупнопанельные, крупноблочные, каменные и
другие здания с каркасным нижним этажом выполняют на
свайном основании.
3.4
Каменные и бетонные здания
Принцип конструктивного решения зданий с каменными
и бетонными стенами. Монолитные каменные и бетонные стены в
зависимости от конструктивной схемы здания подразделяются на
четыре группы: несущие, воспринимающие усилия от собственного
веса и внешних воздействий; самонесущие, воспринимающие
нагрузку только от собственного веса стен всех вышележащих
этажей здания и ветровую нагрузку; ненесущие, в том числе
навесные, воспринимающие только нагрузку от собственного веса
и ветровой нагрузки в пре.1елах одного этажа при его высоте не
более 6 м; перегородки.
По конструктивным соображениям гибкость сжатых элементов
/о// в любом направлении не должна превышать 90. Для кладки
73

5j
ШЩ^
Ь)
Рис. 3.15. План здания с несущими продольными (а) и поперечными
(б) стенами, а также здания баиюнного типа (в)
наиболее нагруженных простенков и столбов здания применяют
кирпич прочности не менее 15 МПа и раствор марки не ниже
5 МПа.
В жилых и гражданских зданиях несущими стенами являются
продольные (рис. 3.15, а) или поперечные (рис. 3.15,^. В зданиях
башенного типа несущими стенами являются те и другие
(рис. 3.15, в). Тип конструктивной схемы здания должен
обосновываться не только архитектурно-планировочными требованиями, но
и технико-экономическими расчетами.
Поперечную сетчатую арматуру применяют для усиления
столбов, простенков и концевых зон стен при небольших
эксцентриситетах при:южения сжимающих сил.
Продольную стержневую арматуру используют для восприятия
растягивающих напряжений во внецентренно сжатых при больших
эксцентриситетах элементов, а также для повышения прочности и
устойчивости гонких стен при /о//г>15. Вертикальные стержни
располагают снаружи каменной стены под с:юем цементного
раствора или в штрабе кладки. Расстояние между вертикальными
и горизонтальными стержнями или между арматурными поясами
и стойками не должно превышать 8/, где / толщина стены.
Концы стержней заделывают в прилегающие капитальные стены,
ко:юнны, обвязочные балки и т. п. Процент вертикальной и
горизонтальной арматуры, учитываемой в расчете, должен быть
не ниже 0,05.
Комплексные элементы каменной кладки с включением в них
железобетона применяют для уменьшения размеров сечения
столбов и простенков. П:ющадь сечения продольной арматуры
должна составлять не более 1,5% площади сечения бетона.
Для обеспечения монолитности каменных и бетонных
наружных и внутренних стен, а также использования их совместной
работы под нагрузкой очень важно, чтобы одинаковой осадкой
обладали все стены и столбы многоэтажных зданий, иначе
в стенах образуются нежелательные наклонные и другие трещины,
В зданиях на неравномерно сжимаемых грунтах следует
устраивать горизонтальные железобетонные пояса.
Особенности конструирования стен из крупных блоков. В
некоторых случаях целесообразно возводить бескаркасные здания из
74

крупных кирпичных и бетонных блоков заводского изготовления.
Суммарные трудовые затраты на изготовление блоков и
возведения стен снижаются по сравнению с возведением каменных стен
ручной кладки. При этом па 30... 50% сокращаются трудозатраты
на стройгиющадке.
Двухрядную разрезку, состоящую из простеночных и перемы-
чечпых блоков, применяют для стен из б:юков легкого бетона и
крупных керамических блоков, изготовляемых способом
экструзии. Многорядную разрезку применяют для стен из кирпичных
блоков. Рекомендуют в крупноб:ючных многоэтажных зданиях
одну стену лестничной клетки продолжать на всю ширину здания.
TojHUHHa горизонтальных швов б:ючных стен должна быть
10... 15 мм. Прочность раствора швов принимается не ниже 2,5 и
1 МПа соответственно для necyuinx и самонесущих стен. Для стен
из кирпичных блоков прочность раствора горизонтальных швов
должна быть на одну ступень выше прочности раствора кладки.
Б:юки должны (юступать на стройплощадку с прочностью не
ниже проектной и предохраняться от атмосферных осадков при их
транспортировании и хранении.
Стены выполняют с перевязкой вертикальных швов между б:ю-
ками в каждом этаже перемычечными или поясными
железобетонными б:юками (рис. 3.16). Ими осуществляется также перевязка уг-
]юв здания. Допускается в крупноб:ючных зданиях высотой до 5
этажей связь между наружными и внутренними стенами
осуществлять закладкой Т-образных анкеров из по:юсовой стали или
арматурных сеток в одном горизонтальном шве каждого этажа. Однако
при этом совместная работа стен в расчетах не учитывается.
Особенности конструирования стен из монолитного бетона. Бетонные
стены многоэтажных зданий возводят индустриальными методами
MOKOjmrHoro домостроения с применейием крупноразмерных
переставных или скользящих опалубок. Применение скользящих
опалубок должгю сопровождаться непрерывным технологическим
контролем, исключающим срывы и разрыхление бегона при подъеме опалубки.
Тип наружных стен из монолитного бетона зависит от
конструктивной схемы здания и гехно;югической системы его
возведения. Внутренние несущие стены возводят из тяже:юго бетона
класса не ниже В10. По звукоизоляционным и конструктивным
соображениям голн1Ину внутренних стен принимают не менее 160... 180мм.
Рассгояния между несущими стенами достигают 7,2 м и более.
Однос:юйньге наружные стены из легкого бетона классов
В7.5...В12,5 рекомендуется возводить в переставной, извлекаемой
вверх, опалубке. Этим можно обеспечить качество бетонных
работ, в том числе выпо:н1енных в зимних условиях.
Горизонтальные гехно:югические швы устраивают в уровне
перекрытий. Вертикальные гехно:югические тнвы рекомендуется
устраивать при раздельном бетонировании продольных и
поперечных стен и при применении разных видов бетонов на различ-
75

■""'^2
1 ^\
'/J^
НЫХ участках здания.
Для обеспечения
совместной работы
наружной и внутренней
монолитных стен из
разнородных
материалов применяют отсека-
тели в виде асбесто-
цементных элементов,
тонкостенных сеток и
т. д. Они позволяют
получить
равнопрочный неослабленный
бетон в зоне стыка стен,
выполненных из
разнородных
материалов.
Конструктивное
армирование
монолитных creir должно быть, как правило, двусторонним (рис. 3.17).
Горизонтальную пояс1гу10 арматуру 2012A-I укладывают над
фундамеиюм и в верх[1ей зоне многоэтажного здания (рис. 3.17,а).
Плоп1адь сечения горизонта:н^ных стержней должна составлять не
менее 0.025% плоп1ади сечения стены A = th^, где / толщина
стены. Кроме того, горизонтальные стержни укладывают в уровне
перекрьггий. Площадь сечения вергикальной арматуры,
устанавливаемой в пересечениях стен, у граней оконных и дверных проемов
должна быть не менее 100 м.м^. Расположение вертикальной
конструктивной арматуры показано на схеме рис. 3.17.
Рис. 3.16. Псрсвя'зка наружных и внутренних
балочных стен арматурным каркасом;
/ блок внутренней стены; 2 ~ ю же. наружной,
3 арматурный каркас
Ш
1
Ф.
ш
V/
ш ш
ш
Ф6А-1 I у*.
■шл-1 i.i
LlL ? 50мм^/м
i'
Й
l.,A^, /Tg.
Рис. 3.17. Схемы конструктивного армирования монолитных бетонных стен
многоэтажных бескаркасных зданий;
/ горизонтальная ноясная арматура; 2 обьемпый каркас перемычки; 3 - вертикальный
каркас у грани нроемн; 4 обьемный каркас в сопряжениях наружных и внутренних стен
76

Монолитные стены зданий высотой до 3...5 этажей допускается
выполнять без конструктивной арматуры.
Необходимость удешевления монолитных стен и
целесообразность применения иедефицитных местных материалов требует
разработки новых конструктивных и технологических решений
зданий. Одним из путей решения данной проблемы является
замена однослойных наружных стен слоистыми из тяжелого
бетона и эффективных утеплителей (пенополистирольных плит и
изделий из местных утеплителей).
С целью обеспечения надежной фиксации теплоизоляционного
слоя между щитами опалубки применяют универсальные анкерные
связи, которые служат гибкими связями монолитных бетонных
слоев в эксплуатационных условиях, поэтому площадь сечения
связей должна быть не менее 40 мм^ на 1 м^ поверхности стены.
3.5 Конструкция и расчет элементов зданий
Лестничные марши и площадные плиты.
Максимальную ширину лестничных маршей принимают 2,4 м. В одном
марше главных лестниц количество ступеней не превышает 16.
Ширину лестничных площадок принимают не менее ширины
марша. Лестницы из сборных железобетонных элементов бывают,
как правило, двухмаршевыми. Марши изготовляют со ступенями,
а площадные плиты- с контурными ребрами (рис. 3.18).
Элементы лестницы изготовляют из бетона класса В25. В качестве
рабочих стержней плоских каркасов применяют арматуру классов
А-П или A-III.
Как площадочные плиты, так и лестничные марши
представляют собой железобетонные ребристые плиты, которые работают на
изгиб как элементы таврового сечения. При этом косоуры маршей
Рис. 3.18. Армирование типового лестничного марша (а) и площадочной гглиты (б)
77

<^)
^1
w^
А 7
■■■■/ ■ '
ЛХ
-*-
■^г-
^
■^—
-*—
^;
■^^
-*—
-*—
■*—
^
A's = /?5^3,
•5 "S'
/■иг. i./9. Схемы карнизов при расчете для незаконченного (а) и законченного (б)
здания
рассчитывают на изгиб как свободно опертые наклонные балки.
Полку площадочной плиты при отсутствии поперечных ребер
рассчитывают как балочный элемент с частичным защемлением на
опорах. Изгибающий момент в пролете Л/, и на опоре Mj
определяют с учетом перераспределения усилий по формуле
М, = М2=р1^1^. C.11)
Временная нагрузка и коэффициент надежности по нагрузкам
лестничных элементов зависят от назначения здания.
Карнизы и парапеты. Карнизы могут быть каменными или
бетонными, если общий их вынос не превышает половины
толщины наружной стены и не более 250 мм. В других случаях
применяют железобетонные плиты и специальные карнизно-пара-
петные блоки.
Для обеспечения надежной работы карнизов их анкеруют в
перекрытиях и покрытиях или укрепляют анкерами,
заделываемыми в кладку. Расстояние между анкерами 2...4 м. Длина анкера в
стене должна быть на 150 мм ниже сечения 2—2, в котором он
требуется по расчету (рис. 3.19, а). Его располагают на расстоянии
примерно 100 мм о г внутренней поверхносги стены.
Расчет карнизов производят для незаконченного и
законченного здания для определения расчетной длины анкеров х^у и их
плои1ади поперечного сечения.
При расчете карнизов для незаконченного здания учитывают
следующие нагрузки: собственный вес карниза Gj и стены G^,
временную нагрузку F=1kH на 1 м карниза или на один сборный
элемент; ветровое давление на внугреннюю сторону стены.
При расчеге карнизов для законченного здания учитывают
следующие нагрузки: собственный вес С,, Gj и Gj; нагрузку от
крыиш F,, отсос вегровои нагрузки и временную нагрузку о г двух
блоков подвесной люльки по F2 = 5kH на один блок при
78

4
^т
->•-
—^
i
/
5
1
\u
■4^
я
*iM_.
Рис. 3.20. Конструирование перемычек Hccyirinx каменных (а, 6, в) и бетонных (г, д)
степ;
/ сборный желечобегоппый элемент; 2-- арматура в слое цементного раствора;
3 пространственный юричонтальный каркас; 4 то же, диагональный; 5— перекрытие
расстоянии между ними 2 м. Если здания высотой не более 10 м,
то нагрузка F2 = 1,5kH на 1м карниза или на один сборный
элеменг длиной менее 1 м.
Расчетные нагрузки (j2, <J3 и ^i' повышаюпще устойчивость
карнизов, принимают с коэффициентом надежности по нагрузке
Y^ = 0,9.
Площадь сечения анкерного стержня
/?,/(, ^Л//@,85/го), C.12)
где М—изгибающий момент относительно оси стены под
карнизом в сечении /— /. Прочность каменной кладки или бетона
в данном сечении проверяют на внецентренное сжатие.
Перемычки. Над оконными и дверными проемами ставят, как
правило, сборные железобетонные перемычки (рис. 3.20, а). С
целью экономии металла и повышения трещиностойкости
Применяют преднапряженные перемычки.
Перемычки рассчитывают на нагрузку от перекрытий и на
давление свежеуложенной кладки высотой, равной '/з пролета для
летней кладки и целому пролету для зимней кладки (в стадии
оттаивания). Нагрузки от перекрытий не учитывают, если они
расположены выше перемычки на расстоянии, равном пролету
перемычки в свету, а при оттаиваюи1ей кладке, выполненной
способом замораживания, на расстоянии, равном двойному
пролету перемычки.
Рядовые каменные перемычки допускаются, если их высота
равна не менее V4 пролета. Максимально допустимый пролет
перемычки 2 м. Кладка выполняется на растворе марки не ниже
79

М5. Арматуру в количестве не менее одного стержня 06 мм на
каждые 130 мм толщины стены укладывают в слой цементного
раствора толщиной 30 мм и заделывают в простенки не менее чем
на 50 см либо на 25 см, если она загибается (рис. 3.20, ^.
Площадь сечения арматуры рядовой перемычки
A.^HjR,. C.13)
Здесь распор перемычки
H=M/{OJ5ho), C.14)
где М — максимальный изгибающий момент, определяемый, как
для одноиролетной балки; h^- расстояние от оси арматуры до
уровня опирания элементов перекрыгий (при отсугствии таких
элементов к^ = 11Ъ).
Перемычки торцевых стен многоэтажных зданий испытывают
знакопеременные усилия от горизонгальной (ветровой) нагрузки.
Поэгому их следуег армировагь двойными сборными элементами
(рис. 3.20, в).
В бетонных сгенах с проемами перемычки армируют просг-
ранственными арматурными каркасами (рис. 3.20, г). При наличии
больших горизонгальных нагрузок перемычки дополни гельно
армируют диагональной арматурой (рис. 3.20,3).
Перемычки рассчитываюг на изгиб ог вергикальных нагрузок и
на усилия перекоса, возникающие от дейсгвия горизонтальных
нагрузок при изгибе стены в своей плоскости. При отношении
пролега перемычки в свегу / к рабочей ее высоге h^ более двух ее
рассчигывают как балку, при огношении ///г,, меньше или равном
двум — как балку-стеику. Площадь сечения продольных стержней
диагональных каркасов определяюг из условия
'4s.,«c^e/B/?.,sin4 C.15)
где а — угол наклона каркаса к горизонту.
Расчет узлов опирания элементов на кирпичную кладку. Узлы
опирания перекрытий на кирпичную кладку являются весьма
ответственными элементами каменных консгрукции, поэтому
укладка тычковых рядов под опорные части балок и плит
перекрытий и балконов, а гакже под мауэрлагами является
обязательной.
При толщине сгены не более 25 см концы железобетонных
насгилов или плиг на опорах должны быть связаны армагурой и
замоноличены.
Кроме расчета на внецентренное и местное сжагие сечения
/ / и 2—2 опорного узла панелей перекрытия /-го этажа должны
быть проверены расчетом на осевое сжатие с учетом
неравномерного распределения сжимаюпщх напряжений (рис. 3.21).
Расчет по прочности сечения / /
N, = N.,, + F,+F2^()MKsA, C.16)
80

где коэффициент Р= 1 при
сплошных плитах и панелях с
круглыми пустотами и Р = 0,5 в других
случаях; А—площадь сечения
стены.
Расчет прочности сечения 2 —2 '
для многопустотных панелей
т"^2 ^ ' i^-'^fc'^fc' {-'■'') Рис. 3.21. Расчетная схема узла опи-
где /lfc = (ai+a2)Z^i площадь Ра>>ия панелей па кирпичную кладку
горизонтального сечения панели, ослабленной пустотами.
Расчет анкеров балок и настилов. Совмесгная работа стен
зданий с перекрытиями и покрытиями, состоящими из отдельно
работающих балок и насгилов, обеспечиваегся стальными
анкерами, которые закладываюг в горизонтальные швы кладки и в
борозды и замоноличиваюг бетоном.
Расчет анкеров должен производи гься при расстоянии между
ними более 3 м, при несимметричном изменении толщины стены и
для простенков при нормальной силе Л^> 1000 кН.
Расчетное усилие в анкере F определяется как сумма горизон-
гальных опорных реакций, вызванных изгибающим моментом М
и случайным эксцентриситетом силы Л'^ (рис. 3.22, а). Усилие
F=Fi + F2 = A///!, + 0,0iyV, C.18)
где h^ — высота этажа.
Площадь сечения анкера
/1, = F//?,^50mm^ C.19)
С учетом расчетной с^емы, приведенной на рис. 3.22,6, проч-
носгь заделки анкера в стене или сголбе проверяют из условия
F^la{a + b)R^, C.20)
где /?^—сопротивление материала срезу.
Расчет заделки в кладку и бетон консольных балок. При
заделке консольных балок в стену принимают, что эпюры
напряжений над и под балкой треугольные (рис. 3.23, а, б). Расчеу
заделки производят по формуле
F^Ri„,abl[6eJa+\), C.21)
где F расчетная сила, приложенная в центре нагрузки;
/?,„^^—расчетное сопротивление материала местному сжатию; а—глубина
заделки балки; b -ишрина полки балки или длина прокладки;
Со — эксцентриситет приложения силы F.
При наличии одной распределительной прокладки (рис. 3.23,6)
принимают, что ее расчетная ишрина
C.22)
а,=а/A+У^),

Рис. 3.22. Определение усилий в анкере (а) и распределение давления в кладке (о)
при растяжении элемента перекрытия
а]
-■■- е„
к
а/2
Рис. 3.23. Расчетные схемы заделки консольных балок
где /), - ширина распределительного устройства.
Если условие C.21) не удовлетворяется, то следует увеличить
глубину заделки или уложить распределительные прокладки под
балкой и над ней (рис. 3.23, в). При ширине прокладок не более '/з
глубины заделки принимают под ними прямоугольную эпюру
напряжений. Опорные реакции в заделке вычисляют из условий
^F=0 и ^Л/ = 0, что приводит к выражениям
Fi = F(c + a)/a; р2 = Рс/а. C.23)
3.6
Основы расчета связевых систем
Связи сдвига. Несущие вертикальные конструкции
многоэтажных зданий состоят из пилонов (столбов) и колонн,
соединенных связями сдвига по вертикальным сечениям.
Пространственная (совместная) работа системы обеспечивается
жесткими горизонтальными дисками перекрытий.
Связями сдвига являются стеновые перемычки, ригели рам с
жесткими узлами, закладные детали, бетонные шпонки, участки
перекрытий над проемами и т. д. Они препятствуют взаимному
сдвигу соседних вертикальных элементов при изгибе системы и
тем самым увеличивают ее несущую способность. Реальные связи
сдвига обладают некоторой конечной податливостью.
82

Рис. 3.24. Схемы деформирования и опорные реакции от горизонтальной нагрузки
одиночной рамы (а), одиночного пилона (б), рамно-связевой системы (в) и
вертикальной диафрагмы с проемами (г):
I горизошальпый диск (перекрытие или покрытие)
Вследствие гибкости ригелей сдвиговая жесткость рам каркаса
небольшая. Поэтому при действии горизонтальной нагрузки в
одиночных рамах значительно перемещаются узлы нижних этажей
(рис. 3.24, а). Одиночный пилон работает под нагрузкой как
консольная балка (рис. 3.24,6). Если объединить раму и пилон в
одну рамно-связевую систему, то они будут препятствовать
свободным деформациям друг друга. Совместная работа рамы и
пилона приводит к S-образной кривой деформирования, и
сдвигающие силы в ригелях уменьшаются (рис. 3.24, в). Без ощутимой
погрешности в расчетах пренебрегают влиянием небольших
нормальных сил во внутренних вертикальных элементах.
Аналогично деформируется вертикальная диафрагма с проемами, если
пилоны (простенки) соединены между собой довольно жесткими
перемычками (рис. 3.24, г).
В местах соединения ригелей с колоннами и перемычек с
пи;юнами возникают перерезывающие силы, которые
накапливаются по длине вертикального элемента системы и создаю!
нормальные силы сжатия или растяжения. Опорные реакции
односвязных систем, приведенных на рис. 3.24, в и г, связаны
уравнением
Na + Y,M=M„, C.24)
где М„ -изгибающий момент для консольной балки от ветровой
нагрузки на длину фасада здания. При расчете фактическую
эпюру ветровой нагрузки заменяют трапециевидной. Тогда на
расстоянии Z от верха здания интенсивность давления ветра,
поперечная сила и изгибающий момент соответственно составляют:
н'(г) = н'„,,-(н'„,,-н'„)„J/Я, C.25)
83

^w(^i = [нUx-(н•.ax-^^ы„)^'/BЯ)]z, C.26)
A/H'(z) = 0,5[HUx-(H.ax-H.i„)z/CW)]22, C.27)
где Н—высота здания (рис. 3.24, а).
Характеристика податливости связи сдвига с (м/МН)
представляет собой угол наклона вертикального элемента v,.(z) (рад). При
единичном значении континуальной перерезывающей силы связи
Qi{z)/h, (МН/м). Характеристику с определяют с учетом тпага
связей h^, расстояния между вертикальными элементами /, а также
жесткостей связи В^ и колонны В^ (рис. 3.24).
Для однопролетной рамы расстояние Iva и характеристика
c^v,{z)/[Q,{z)/h,] = h,a{a/B^ + 0,5hjB,)/\2. C.28)
где а расстояние между центрами вертикальных элементов.
Для двухпролетной симметричной рамы
c = h,l{l/B, + 0J5h,/B^)/\2. C.29)
Для однопролетной рамодиафрагмы (одна колонна рамы
заменена пилоном)
c = hJ{l/B, + h,/B,)l\2. C.30)
Для диафрагмы с проемами (рис. 3.24,г)
c = yhf/{]2B^a). C.31)
Здесь
Y=l+3(/!//f-0,02/!// C.32)
- коэффициент, учитывающий влияние сдвига связи на ее
деформации, где h высота сечения связи.
В крупнопанельных зданиях связь между пилонами
вертикальных диафрагм осуществляется непосредственно плитами
перекрытия. В данном случае характеристику с определяют по C.31) при
7=1 и B^ = bt^/\2, где b условная ишрина участка перекрытия;
t толщина плиты перекрытия.
Если пилоны диафрагм соединены вплотную, то
характеристика податливости связи сдвига
c = c^hja. C.33)
Здесь единичное сдвиговое перемещение с, зависит от типа
соединительных деталей и составляет от 0,75-10'■^ до 2х
хЮ"^ м/МН.
Расчет связевых систем. Связевые системы многоэтажных
зданий могут подвергаться косому изгибу и внецентренному
сжатию со стесненным кручением. Поскольку для них характерны
пространственные деформации элементов, то расчет связевых
систем является сложным. Для упрощения расчета системы
рассматривают как дискретные, континуальные и
дискретно-континуальные модели. В основу расчета таких моделей положены
инженерные методы П. Ф. Дроздова.
84

в дискретных моделях рассматривают дискретное
расположение вертикальных элементов и связей, что приводит к сложным
расчегам. Согласно континуальным моделям системы
представляют как силоптые многостеновые призматические оболочки.
Континуальные модели применяют в расчетах зданий со стволами
(ядрами) жесткости (см. рис. 3.5, в) или состоящих из объемно-
блочных элементов (см. рис. 3.13).
В дискретно-континуалышх моделях учитывают дискретное
расположение вертикальных элементов, а дискретное
расположение связей сдвига заменяют континуальным, т. е. непрерывным по
высоте системы. Неизвестные усилия в связях заменяют
функциями распределения одного неизвестного по высоте системы, что
позволяет значительно упростить расчет. При расчете системы на
ЭВМ, например по программе «Авторяд ЕС-2», учитывают
физическую нелинейность модели, т. е. неупругие деформации
элементов. В расчетах принимают следующие предпосылки:
перекрытия зданий являются абсолютно жесткими в своей
плоскости и гибкими в перпендикулярной ей плоскости, колонны
не сопротивляются сдвигающим усилиям, продольные силы в
связях сдвига отсутствуют и при малых деформациях расчетная
схема не изменяется.
Как правило, выполняют поверочный расчет системы при
заданных размерах и армировании ее элементов. При этом
сначала вычисляют усилия ог действия литпь вертикальной
нагрузки, а затем от совместного действия вертикальной и
горизонтальной нагрузок. Расчет элементов системы по
прочности, трещиностойкости и жесткости производят по наиболее
неблагоприятному варианту нагружения.
Несимметричная в плане несущая система помимо изгиба
подвергается повороту на угол 9 вокруг оси, проходящей через
центр жесткостей (ц. ж.) поперечного сечения системы (рис. 3.25).
Вследствие этого в вертикальных элементах системы возникают
дополнительные изгибающие моменты. Если изгибные жесткости
вертикальных элементов постоянны по высоте здания или
меняются в одних и тех же его этажах пропорционально одному
параметру, то координаты ц. ж. не зависят от положения
расчетного сечения системы по оси z.
Положение центра жесткостей системы определяют по
координатам
«.= 15..«../15.., C.34)
fc-1 к=\
п п
где п число вертикальных элементов в системе, 5^^ и 5^,^
-изгибные жесткости к-го элемента относительно осей, проходяищх
85

I'uc. 3.25. План (a) и расчетная схема (о) ствололиафригмснной несущей системы
через его ценгр тяжесги. Для симметричных в плане несун;их
систем центр жесткостей совпадает с центром осей симметрии.
Вимомент при кручении несимметричной системы ветровой
на1рузкой (рис. 3.25, а) составляет
'W,U--) = M.-A^i\ - ^^Л=)er C.36)
Если вертика.мьная нагрузка приложена к элементам с
эксцентриситетом, то сис1ема подвергается действию допо.мнительного
внешнего бимомента
M,„,(z) = rX('".n-v,-'".vi.ii). C.37)
где /и^.; и m^j интенсивность изгибаюнщх момеггтов в
направлении осей Y и X. Кроме того, в системе возникает бимомент от
перерезывающих сил в связях сдвига
M,^{z)=Y.N>{z)y,x,
C.38)
Сум.мирный би.но.метп систс.иы
M,(r) = M,„.(_-) + M„„(_-) + M,J_i. C.39)
При изгибе системы в г-й связи ;-io вертикального элемента
возникает неререзываюнщя сила Q^^ (см. рис. 3.24). На расстоянии
Z от верха здания силы С?,Дг) вызывают в сечениях пилона или
колонны норма;н>ную силу
86

yv,(z) = je,,(z)rfz. C.40)
Производная данной силы
m{z) = Q,,(z). C.41)
Поскольку к вертикальному элементу системы могут примыкать
связи с е сторон, то производная
с= 1
Для определения сил Nj{z) зависимость C.42) дифференцируют
по Z и получают систему уравнений
yv;'(z)= X еИ4 0=1,2,...,«). C.43)
с= 1
Число уравнений п равно числу неизвестных нормальных сил, и
система называется «-связной. Производную перерезываюгцей
силы Qic{z) вычисляют, рассматривая условия перемегцения
системы, по формуле
Q'ic(z) = [осЬ + Aoc;(z) - oc'i ,(z)]/c,, C.44)
где ocq" угол наклона системы от плоского изгиба; Aa,(z) —
дополнительный угол наклона /-го вертикального элемента от
поворота системы в плане на угол 9(z) (рис. 3.25); a,;(z)- часть
угла наклона системы, вызванного разностью осевых деформаций
вертикальных элементов; с,- — характеристика податливости связи
сдвига по C.28)...C.33).
Расчет сил 2jc(-) и ^i(-) изложен в специальной литературе.
Таким образом, на систему действуют изгибающие моменты
Mqj, и Mq^ от горизонтальной и внецентренно приложенной
вертикальной нагрузок, а также бимомент по C.39). В
вертикальных элементах «-связной системы изгибающие моменты
распределяются пропорционально их жесткостям. Поэтому в к-м элементе
системы действует изгибающий момент
My,{z) = B^
rA/o,(z)~X/V,(z)v,
C.45)
Здесь изгибная жесткость вертикального элемента
B^ = KiEI^, C.46)
где
».='/(>+1^)«' •^■''"
87

— коэффициент, учитываюишй снижение жесткости сборного
вертикального элемента из-за податливости горизонтальных ншов,
если ЕА и EiA^ жесткости при сжатии соответственно сборных
элементов и ншов; ^?, суммарная толщина ншов в пределах
высоты этажа h/,
B, = Y^{xfB^,+yJB^,) C.48)
изгибно-крутильная жесткость системы.
Угол наклона /с-го вертикального элеменга в плоскости YOZ
составляет
и
Ък{-) =
м,.
C.49)
Поэтому горюочтилыюе перемещение системы в направлении оси
Y составляет
,f){z)JU^.,{z)dz. C.50)
Эпюры уси.1ий. Характер эпюр перерезывающих сил Qi{:\
продольных сил Л^,(') и изгибающих моментов M^[z) элементов
несущей системы рассмотрим на примере проскопараллельнои
симметричной системы, нагруженной ветровой нагрузкой в
направлении оси Y (рис. 3.26). Все плоскостные конструкции одного
типа (поперечные рамы с жесткими узлами и диафрагмы
одинаковой ишрины) объединяют путем суммирования изгибных
жесткостей их элементов. Расчетная схема системы имеет вид,
приведенный на рис. 3.26, а.
При действии горизонтальной нагрузки внеиншй момент
М „^.[z) = М „^.{z). Поскольку для данной системы бимомент
М, (z) = 0, то из выражения C.45) изгибающий момент в к-м
пилоне системы
M.i^^y-
'^«,И- 1^,-И«.-
Bxkl Z ^хг
C.51;
По аналогии с формулой C.24), условие равновесия усилий в
сечении z системы имеет вид
X yV,.(z)«,+ X M,{z) = M^^(z).
i = 1 к- \
C.52)
Гладкие кривые эпюр усилий элементов строят исходя из
допущения о непрерывном распределении связей сдвига.
Поскольку они расположены сосредоточенно, фактические эпюры сил
g, и yv, являются ступенчатыми, а из1ибающих моментов
Mf^ пилообразными (рис. 3.26). Для cпjюнм^ыx диафрагм
действительные эпюры Mj имеют вид ломаной линии.
88

/w//;
Рис. 3.26. Расчетная схема (</). 1пюры усилий (о, «, ,') и план здания (<)) при
нлосконараллельной несущей системе:
/ рама; 2 горцевая cicua; J диафрагма; 4 перекрытие
Максимальная ордината эпюры перерезывающих сил g,
(рис. 3.26,0) и место се положения зависят от жесткости пилонов,
подагливости перемычек и расстояния а между ценграми пилонов.
Внизу здания силы Q^ снижаются из-за жесткого соединения
пи;юнов с фундаментом.
Из эпюры на рис. 3.26, г наглядно видна доля внеинюго
момента, воспринимаемого суммой моментов продольных сил
^A^,(z)a;. Поскольку по знаку данный момент, обратный моменту
от горизонтальной нагрузки М^,,(z), эпюра изгибаюпщх моментов
Y, ^к (') в верхней части системы меняет знак.
Вследствие неравномерного давления фундаментов на грунт
происходиг крен диафрагм. В рамно-связевых системах это
приводиг к перераспределению усилий. Под влиянием
податливости основания увеличивается доля горизонтальной нагрузки,
персдаюп1ейся на рамы. При этом изгибающие моменты в
пилонах диафрагмы уменьшаются (кривая / на рис. 3.26, г).
3.7.
Упрощенные методы расчета связевых систем
Ко11со.1Ы1ая моде.1Ь системы, ее жесткость и yro.i
скручивания. Консольная модель является частным случаем
дискретно-континуальной модели, когда связи сдвига между
89

вертикальными элементами системы заменяют шарнирными или
абсолютно жесткими, а вертикальные элементы считают кон-
сольно защемленными в фундаментах.
Изгибную мсесткость сборной диафрагмы с одним
вертикальным рядом дверных или оконных проемов можно рассматривать
как единый вертикальный элемент, т. е. рассчитывать по
формуле
5, = х,х,£4. C.53)
Здесь коэффициенты х, по C.47)
(/, + /,) 12
Х2 = 1/<!1 + А/1
^1, C.54)
где hf высота этажа; / и /—пролет и момент инерции сечения
перемычки; A^, А2 и /j, /2 — площади и моменты инерции сечения
пилонов диафрагмы; tj и hj — толщина и высота сечения
диафрагмы (рис. 3.26, а). Для монолитной сплоппюй диафрагмы
коэффициенты х i = х 2 = 1.
Крутильная мсесткость характерна для стволов
системы. Будучи элементами замкнутого сечения, они хорошо
сопротивляются чистому кручению. Крутильная жесткость
ствола
2 Г , ,1
C.55)
^^'=1^1/
GA„
1 (^.■/^-■)
где G — модуль сдвига материала ствола; А„, — площадь сечения
ствола, ослабленного проемами; g; — расстояние вдоль контура
сечения ствола между центрами пилонов, примыкающих к /-му
проему; и — число проемов (см. рис. 3.25).
Угол скручивания 6 системы зависит от ее структуры и
внешнего крутящего момента. При действии ветровой нагрузки в
направлении оси Y на расстоянии z от верха здания имеют место
поперечная сила Q„y{z), изгибающий момент M„y{z) и крутящий
момент
При повороте системы на угол Q{z) все т стволов системы
воспринимают крутящий момент
т
T,(z) = Q'(z)YGI,„ C.57)
1=1
где e'(z) — производная угла скручивания; (j/„- — крутильная
жесткость /-Г0 ствола.
В к-м стволе возникает крутящий момент, пропорциональный
его крутильной жесткости, т. е.
90

T,(-)=T,(=)GIJY.GI,, C.58)
i^ 1
Так как ctbojhj и диафрагмы системы соединены жесткими
нерекрыгиями. то они сопротивляются изгибному кручению. При
повороте этажей в системе возникает момсич
ТА=)=-0"'{=)В„ C.59)
1де В, изгибно-кругюп^ная жесткость системы по C.48).
Функцию угла скручивания О (г) вычисляют из условия
равновесия крутян1,их моменгов
т
7;.(z)=r,(.-)+r,(z) = 0'(z) X GI,-0"(=)B, C.60)
1= 1
Дифференцируя выражение C.60) по г. получаем дифферен-
циaJЧЬ[юe уравнение
0'^(r)-/.^0"(z)+7;.(.-)/B, = 0, C.61)
1де коэффициент
у.'= Y^GIJE,- C.62)
; ----1
r„,(^z)--момент по C.56); В, жесчкость но C.48).
При трапециевидной эпюре rop03OHTajH,HOH на1рузки функция
угла скручивания
0(z)=---,:; lM„,.(z)+Ka,(Csh/.r + chy.z)-u-(z)]i. (.163)
У-' 1 01.,
i 1
Здесь yV/„.j, (z) момент по C.27); ir(z) ингецсив1юсть давления
вегра по C.25);
C =
0,5-///| 1 + --"''" ]-у.Н{ \- """" shy.//
/сЬу.Я, C.64)
где у. коэффициен г по C.62); Н высота системьг
Консо.1Ы1ая модель системы с шарнирными связями
бескаркасных зданий. Хотя шарнирные связи не сопротивляются сдвигу, они
обеспечивают неизменчивость конгура поперечною сечения несу-
Н1ей системы и равенство перемеп1еций всех ее BeprnKajn^Hbix
элеменгов.
Рассмотрим несимметричную в плане ство.юдиафрагмсн-
ную систему, состояп1ую из т стволов и г --т HjMOckhx диа-
фра1м (см. рис. 3.25) при действии вегровой нагрузки в
направлении Y.
При HjMOCkom изгибе системы моментом М„.,. (z) по C.27) от
горизонтальной нагрузки изгибаюнше моменты в стволах и

диафрагмах распределяются пропорционально их жесткостям.
Поэтому в к-м вертикальном элементе действует момент
M,,{z] = M^^{z]Bjt^^i^ C.65)
i= 1
где В^ — изгибная жесткость элемента по C.53).
Из-за действия момента 7^2(^1 ^^ (^-^9) в к-м элементе
возникает изгибающий момент
M,,{z)=-Q"{z)x,B^,. C.66)
Расчет изгибающих моментов от вертикальной нагрузки
выполняют с учетом изгиба и кручения системы из-за внецентрен-
ного сжатия ее элементов. От плоского изгиба в к-м элементе
возникает изгибающий момент
M,,{z) = zB,,tfnyjt^:4- C-67)
i = 1 J ^ 1
Бимомент вертикальной нагрузки M,„(z) по C.37)
распределяется между стволов и диафрагм системы пропорционально их
изгибно-крутильным жесткостям. В к-м элементе действует
бимомент
Л/4, B) X, = Л/,„ B) х1 В J В, C.68)
Отсюда изгибающий момент
M^,{z) = M,^{z)x,B,JB, C.69)
где В, изгибно-крутильная жесткость системы по C.48).
Суммарный изгибающий момент в к-м вертикальном элементе
My,{z) = M,,{z) + M,,{z) + M,,{z) + M,,{z). C.70)
Симметричная в плане несущая система не испытывает
кручения, поэтому суммарный изгибающий момент
My,{z) = M,,{z] + M,,{z] =
M..A^) + zl
т„
В.,1 Z 5,,. C.71)
Суммарная поперечная сила в к-м элементе системы равна
производной от изгибающего момента My^(z), сниженной на
интенсивность местного момента т^^, т. е. сила
Q^,{z) = M',,(z)-my,. C.72)
Расчет диафрагметюй системы упрощается. При
отсутствии стволов жесткости изгибающий момент М2к{^)
определяют из условия равенства внешних и внутренних бимоментов
системы
M^,{z)c^= t M2,{z]x,+ t M2j{z)y, C.73)
к-1 j = i
92

с учетом крутильной жесткости В, по C.48) и выражения C.66)
можно записать, что бимомент
M^^{z)e^=-Q"{z)B, C.74)
Отсюда вторая производная функции угла скручивания системы
Q"(z)=-M^.^{z)eJB, C.75)
Подставляя данное значение в формулу C.66), получаем, что для
к-го элемента диафрагменной системы изгибающий момент
M,,{z) = M^.^.{=)e^x,Bje,. C.76)
Суммарные усилия вычисляют по C.70) ... C.72).
Прогиб вершины здания вызывают изгибные и изгибно-крутиль-
ные деформации несущей системы, а также податливость
основания стволов и диафрагм жесткости.
Прогиб вершины здания от плоского изгиба системы
горизонтальной и вертикальной нагрузкой составляет
_-"\- *' rnin'" max/ k~ \
где M„.j. (//) момент по C.27); В^~ изгибная жесткость по C.53).
Прогиб вершины здания от изгибно-крутильных деформаций
системы
/ X В^„ C.77)
Лг
40 "max'\'^+ 2.('"я-^;~'"^Л
///C5,), C.78)
где В, изгибно-крутильная жесткость по C.48).
Дополнигельный прогиб от податливости основания
^^[Л/,ЛЯ) + Л/з,(Я)] ff/B^,. C.79)
Здесь Л/ц(Я) моменг по C.65); М^^.[Н)- момент по C.67);
- угловая жесткость основания, где с^ коэффициент постели
основания, МН/м^: /у^ — момент инерции подоишы фундамента
А.-ГО элемента.
Суммарный прогиб вершины здания
Л=Л-+Л.+Л.^///1ооо. C.81)
Здесь величина предельного прогиба ///1000 принята исходя из
условия обеспечения падежной работы связей вертикальных
элементов.
Консольная модель системы с жесткими связями полносборных
каркасно-панельных зданий. В зданиях с по:июсборными
железобетонными каркасами жесткость стыков ригелей с
колоннами являегся ограниченной wim нулевой. Поэтому
горизонтальную нагрузку воспринимают сборные вертикальные диафрагмы,
у?

которые обычно располагают симметрично относительно
центральных осей здания.
Сборные панели соединяют с колоннами сварными стыками.
В статических расчетах принимают, что соединения являются
абсолютно жесткими, поэтому влияние податливости связей
сдвига учитывают путем введения коэффициента условий работы
Хз = B,6Я/а-1,3)/B + ЗЯ/а)<1, C.82)
где Н высота здания; а расстояние между осями колонн
комплексной диафра! мы (см. рис. 3.28, в). Тогда изгибная
жесткость диафрагмы
В. = У.г1^ьК.гы- C.83)
В расчетную схему включают диафрагмы, параллельные
плоскости действия ветровой нагрузки. При этом считают, что
перекрытия полностью обеспечивают равенство i оризонтальных
перемеп1,ений всех диафрагм системы.
Так как расчет системы ведется по консольной модели, то
пренебрегают наличием нормальных сил в ко:юннах от
горизонтальной нагрузки. При действии горизонтальной и вертикальной
нагрузки изгибающий момент в к-й диафрагме
M,(z) = M„(z) + riM3,D C-84)
Здесь М,А^) по C.65) и Л/зк(г) по C.67) с учетом жесткости В^ по
C.53);
ri = l/[l-v(z)/v,J^l C.85)
коэффициент, при помопщ которого учитывают увеличение
момента Л/з^ (z) вследствие горизонтального перемеп1ения
системы, где
v(^ = "'' 1^-(П/1^. C.86)
1^П i = 1
коэффициент вертикальной нагрузки; Vcr^^ — критическое
значение этого коэффициента.
Сдвигающее усилие в связях сборных колонн и панелей
диафрагмы составляет
Q(z)^x,T{z)h,l,. C.87)
Здесь
Х4 = (Я/а-0,45)/(Я/а-0,15)<1 C.88)
— коэффициент условий работы вертикального шва на сдвиг;
t(z) условное сдвигающее напряжение между колонной и
панелью, вызываемое горизонтальной нагрузкой и различными их
деформациями от вертикальной нагрузки; h,. —расстояние между
связями; ij —толщина панели.
94

Прогиб вергнины здания определяют по C.77) и проверяют
условие /^^ Я/1000.
Консольная модель системы с жесткими связями зданий со
стенами из монолитного бетона и каменной кладки. В статических
расчетах таких зданий применяют консольную модель с жесткими
связями, если расстояния между поперечными стенами не
являются СЛИ1НКОМ болыними. Максимальное расстояние между
поперечными стенами зависит от типа перекрытий, вида стеновых
материалов, высоты и гнирины здания.
Расчет здания производят по так называемой жесткой
конструктивной схеме, учитывающей пространственную работу
консольной системы двутаврового или таврового поперечного
сечения, заделанной в фундаментах. Длина участков наружных
стен, включаемых в расчетное сечение консольной балки,
составляет
s = 0JY^h\/AJA;,^{l, + l,)/4. C.89)
Здесь Y,h — суммарная высота горизонтальных поясов кладки
между оконными проемами от верха поперечной стены до уровня
рассчитываемого сечения; А,,^ и А„, — площади горизонтального
сечения соответственно сплошной части и простенков продольной
стены на длине 2s (рис. 3.27, а).
Совместная работа наружных и внутренних стен
обеспечивается при соблюдении условия
QA^)+Q2(^HQu(^), C.90)
где Qi{z) -сдвигающее усилие, вызываемое горизонтальной
нагрузкой; Qii^) то же, различием продольных деформаций
наружной и внутренней стен; iQ„ (г) - сопротивление сопряжения
стен при срезе, зависящее от конструкции стыкового соединения.
Сдвигающее усилие
QA^) = A^)A, = QA')Ar„yhrlh,. C.91)
Здесь t(z)= 6„(zM'„,/(/„,/,„,) —сдвигающее напряжение, где Q„(z)~
поперечная сила консольной балки; 5'„, = ^„,.v--статический
момент горизонтального сечения простенков; /„, момент
инерции расчетного сечения консольной балки; /,.„, — толщина
поперечной стены; h, — высота этажа.
Сдвигающее усилие
Q,{z) = AaGAJy. C.92)
Здесь
Aa = /!,^J (Oi„JEi„,-a^^,JE,^, + Si„,_,-s^^,J C.93)
— разность деформаций внутренней и наружной стен, где
i—номер этажа; Ст(„, ^. и ст^^,^ ~- нормальные сжимающие напряжения во
95

/-/
Рис. 3.27. Консольная модель
системы с жесткими связями (а),
расчетная схема (о) и зпюры изгибающих
моментов ((., г) в наружной стене, не
работающей совместно с
поперечными стенами
внутренней и наружной стенах с-го этажа здания от внешней
нагрузки; £',„, и Е^.^, модули деформаций материалов стен; с,„,_, и
^i'xtc — относительные деформации укорочения материалов стен от
усадочных и температурно-влажностпых воздействий; G —модуль
сдвига материала; A^ = h^ti,„ площадь среза.
Для снижения усилия gj (-) следует до минимума уменьшить
деформации Да по C.93) путем обеспечения одинаковых по
величине деформаций наружных и внутренних стен.
Расчет простенков наружной стены производят с учетом
продольного усилия от ветровой нагрузки
N„{z) = G„{z)A,
МЛ:) у
А,.
C.94)
где M„{z) -изгибающий момент в середине рассматриваемого
этажа; х, расстояние от оси поперечной степы до центра простенка;
,v—расстояние по C.89); /1, площадь сечения простенка.
В перемычке проема наружной стены действуют
перерезывающее усилие и изгибающий момент
e,.,(z) = 0,5e^z)A,(l-A/,v)/B, C.95)
96

M,,,(z) = 0,5e,,,(z)/, C.96)
где X расстояние от оси поперечной стены до оси проема;
В— расстояние между поперечными стенами; / пролет
перемычки в свету (см. рис. 3.27).
В перемычке поперечной стены действуют перерезывающее
усилие и изгибающий момент
e,„,(z)^e„(z)/i,p/5, C.97)
M,„,(z)^0,5e,„,(^1/, C.98)
где ц — коэффициент неравномерности распределения касательных
напряжений, который составляет 1,15; 1,35 и 1,5 соответственно
для двутавровых, тавровых и прямоугольных сечений консольной
модели.
Расчет наружных стен, неработающих совместно с поперечными
стенами. Такой расчет применяется в тех случаях, когда не
соблюдается условие C.90). Горизонтальные и вертикальные
нагрузки воспринимаются диафрагменной системой, состоящей из
внутренних и наружных стен, параллельных ветровой нагрузке.
Перпендикулярные ей наружные стены рассматривают как
вертикальные балочные плиты, опертые на неподвижные опоры-
перекрытия (рис. 3.27, б).
Нагрузку от верхних этажей принимают приложенной в центре
сечения стены вышележащего этажа, если перекрытия
представляют собой жесткие горизонтальные диафрагмы. Однако нагрузку
F в пределах рассчитываемого этажа принимают приложенной с
эксцентриситетом c = _v —с/3, где с глубина заделки балок или
настилов перекрытий, но не более 210 мм. Эпюры изгибающих
моментов от вертикальной и горизонтальной нагрузок приведены
на рис. 3.27, в, г.
Расчетный элемент стены г'-го этажа подвергается сжатию
силой Ni=^Ni^i+Gi + F и изгибу моментами Л/у и М„. Таким
образом рассчитывают внецентренно сжатый элемент.
По эксплуатационным и конструктивным соображениям
ограничивают величину раскрытия трещин в сопряжениях наружных и
внутренних стен. Поэтому требуют соблюдения условия
Aa^Aaum, C-99)
где Аа — по C.93). Предельную разность деформаций соседних
стен в верхнем этаже здания Аа,;„ (мм) определяют по
приближенной формуле
Аа„„* 6000 «/£,„„ C.100)
где п — число этажей; £■,„, — модуль деформаций материала
внутренних стен, МПа.
Расчет зданий на ускорение колебаний. Данный расчет
выполняют во избежание неприятных оп1ущений у людей, проживающих
в многоэтажных зданиях. Ускорение колебаний системы а не
97
4-2S8

должно превышать 0,1 м/с^. Для зданий высотой до 50 м
ускорение колебаний вычисляют по приближенной формуле
axWpHL/G, C.101)
где W пульсационная составляющая ветровой нагрузки, Н/м^;
Н и L — высота и длина здания, м; G масса здания, кг (без
массы фундаментов).
3.8 Проверка прочности
стеновых элементов
Элементы несимметричной в плане системы. Расчег
стен, пилонов, стволов и других вертикальных элементов
многоэтажных зданий выполняют с учетом эксплуатационных и
монтажных нагрузок. В период возведения зданий расчет
производят с учетом, что балки и панели перекрытий укладывают по
ходу строительства стен. Поэтому возможно опирание элементов
перекрытия на бетон молодого возраста или на свежеуложенную
кладку. Прочность на сжатие вертикальных элементов зданий
проверяют в середине высоты этажа и в уровне перекрытия
здания.
Равнодействующая нормальная сила Л^ находится на
расстояниях е^ и е от центра тяжести горизонтального сечения
элемента (рис. 3.28, а). Перенос силы Л^ в центр изгиба элемента
сопровождается не только изгибающими моментами M^ = Ne^ и
My = Ney, но и бимоментом M, = Ne^ey. Поэтому расчет такого
элемента на косое сжатие производят из условия
N^N^NJN,, C.102)
где Л^^—продольная сила, которая может быть воспринята
сечением при внецентренном сжатии элемента с эксцентриситетом (\;
Ny — то же, с эксцентриситетом е ' N^ - то же, при осевом сжатии.
Элементы плоскопараллельнои несущей системы. В гаких
системах векторы внешних сил проходят через центры изгиба (центры
жесткости) элементов. В данном случае прочность горизонтальных
сечений элементов проверяют с учетом расчетной схемы,
приведенной на рис. 3.28, а г. Расчет по прочности элемента на косое
сжатие выполняют из условия
yV^l/(l/yV,+ l/yV,-l/yV,), C.103)
где N^- продольная сила, которая может быть воспринята
сечением при внецентренном сжатии с эксцентриситетом i\ =
= MJN-\-eac, 1'де е^^^Юмм случайный эксцентриситет
приложения силы Л^, возникающей вследствие возможных взаимных
смещений сборных панелей стен и перекрытий при монтаже
зданий; Л^^, продольная сила, которая может быть воспринята
сечением при сжатии с эксцентриситетом ey = My!N; N^ то же,
при осевом сжатии.
98

0 My м^ м,
Рис. 3.28. К проверке прочности стеновых элементов
При наличии сдвигающих сил прочность бетонных элементов
проверяют из условий
N^A.R,^, C.104)
e^^,YA- C105)
Здесь А с— площадь сжатой зоны сечения при действии
изгибающего момента М/,
K, = N,[1-R,IR,)IA C.106)
— расчетное сопротивление сжатию стенового материала при
наличии сдвигающих напряжений, где Л^^ — несущая способность
элемента при его внецентрепном сжатии из плоскости; R, и
Re—расчетные сопротивления материала при растяжении и
сжатии; А — площадь сечения элемента; Q — сдвигающая сила;
/4^--площадь сдвига, равная площади сжатия зоны А^ без
площади примыкающих простенков перпендикулярного
направления; Y,~0,8 — коэффициент, учитывающий неравномерность
распределения сдвигающих напряжений;
R^=Jr^+WIA) C.107)
—сопротивление материала срезу.
При наличии сдвигающих сил прочность железобетонных
элементов проверяют с учетом работы растянутой арматуры из
условий
C.108)
C.109)
C.110)
A,^{A,R,^-N)IR,.
Ne,^0,5R,^^tho,
Q^A^R^+A^,R^„
99

где А^ — площадь сечения арматуры растянутой зоны внецент-
ренно сжагого элемента; R^^ сопротивление материала по
C.106); i?j - расчетное сопротивление арматуры; е^ — эксцентри-
сигег силы Л^ относительно центра тяжести растянутой арматуры;
/ толщина элемента; h^—расчетная высота сечения;
i?, = ^iiTRsA\^2R.2+N/A7j C.111)
сопротивление армированного материала срезу, где ц, и
И2 — коэффициенты армирования стенового элемента
горизонтальной и вертикальной арматурой; R^^ и Я^2 — расчетные
сопротивления этих арматур; А^, — площадь сдвига растянутой
зоны горизонтального сечения; i?, - сопротивление по C.111) при
yv=o.
Прочность горизонтального растворного шва на срез для
сборных крупнопанельных и крупноблочных стен проверяют по
формуле
Q^R^ + 0,5N/A,)A^, C.112)
где R^—сопротивление шва срезу, принимаемое для раствора
прочности 5 МПа и выше равным 0,16 МПа; А^ -площадь сжатой
зоны сечения; А^ — площадь сдвига данной зоны.
Элементы каркасно-панельной несущей системы. В таких
системах стеновые элементы диафрагмы жесткости — состоят из двух
колонн и сборных панелей (рис. 3.28, в). Расчет комплексного
элемента выполняют с учетом графика усилий N—M,
приведенного на рис. 3.28, г. Для данного графика характерны три точки.
Точка / соответствует границе между первым и вторым
случаями внецентренного сжатия; точка 2 — эксцентриситету
сжимающей силы е^ = а12, где а расстояние между ценграми
колонн; точка 3 предельному изгибающему моменту,
воспринимаемому горизонтальным сечением диафрагмы при Л^ = 0. При
обеспечении анкеровки колонн в фундаментах усилия в
характерных точках графика вычисляют по формулам:
N, = rh, + Y^N^„ C.113)
yv, = yv„+r^-yv„„ C.
M^ = N^,a + rdc-0,5N^a, C.
N2 = N,,-N^„ C.
M, = 0,5(yV„ + yv„,)a, C.
M, = N^,a, C.
где г—прочность на сжатие единицы длины стенки диафрагмы;
hj ширина стенки диафрагмы; Л^„^ и Л^„, — несущая способность
колонны при сжатии и растяжении; d и с—размеры сжатой зоны
стенки, соответствующие граничному значению относительной
высоты сжатой зоны ^к^х^/И^; а - расстояние между центрами
колонн.
100
114)
115)
116)
117)
118)

Условия прочности диафрагмы зависят от величин усилий Л'^ и
My. Как видно из графика на рис. 3.28, г, условия прочности
можно выражать с помощью трех предельных неравенсгв:
при Nj^N<N, по XsMy^Mj{N,-N)/{N,-Ni), C.119)
при N2^N<N^uoX(,M^.^{M^-M2){N^-N)/{N-N2), C.120)
при 0<N<N2 по My^M^ + {M2-M^)N/N2. C.121)
Здесь коэффициентами
Х5 = (Я/а+0,25)/(Я/а-0,25), C.122)
x, = \+(x,-\){N-N2)/{N,-N2) C.123)
учитывают податливосгь связей сдвига в сборных комплексных
диафрагмах, где Я—высота здания; а расстояние между
центрами колонн. Для монолитных каркасно-панельных сисгем
коэффициенты Х5=Хб=1.
Если соединение колонн каркаса с фундаментами не
обеспечивает передачу растягивающих усилий, как это имеет месго в
типовых каркасах серий ИИ-04 и 1.020-1, то усилия Л'„, = 0 и
Мз = 0 (кривая 2 на рис. 3.28, г).
Прочность горизонтальных растворных швов на срез сборной
комплексной диафрагмы проверяют из условия
Q^[iN+2R„A^, C.124)
где |i;^0,5 коэффициент трения; N—продольная сила в
диафрагме; Rf,, сопротивление бетона растяжению; Л,—площадь
сечения одной колонны.

4
ГЛАВА
Конструкции
одноэтажных
каркасных зданий
4.1 Конструктивные схемы
одноэтажных каркасных зданий
Компоновка одноэтажных каркасных зданий.
Одноэтажные каркасные здания innpoKo применяют в промьпп-
ленном (рис. 4.1,а,б, в) и сельскохозяйственном (рис. 4.1,г, <))
сгроительстве. Железобетонный каркас состоит из колонн,
горизонтальных сгропильных и подсгропильных конструкций
(балок или ферм) и плит покрытия. В зданиях с мосговыми
кранами, кроме того, сгавят подкрановые балки. Наружные
стены монтируют из горизонтальных или вертикальных панелей.
Отдельные нетиповые фрагменты сген возводят из кирпичной
кладки.
Одноэтажные здания innpoKO применяют в металлургической,
машиностроительной и другой промьппленности, там, где
имеются различные транспортные средства в виде мостовых или
подвесных кранов, рельсовых или безрельсовых напольных кранов
и вагонеток и т. д. Сборные каркасные консгрукции в сельско-
хозяйсгвенном сгроительстве дают возможность возводить огне-
сгойкие и гигиенические здания.
102

^пПйШу^ШУШ^^ШШ^
Рис. 4.1. Конструктивные схемы одноэтажных каркасных зданий промышленного
(а, 6, в) я сельскохозяйственного (г, д) типов:
/ балка; 2 колонна; 3 плита покрытия; 4 -стеновая панель; 5— фонарь; б—
мостовой кран; 7 стропильная ферма; 8 вертикальная стеновая панель; 9 подвесной кран;
10— рама
Одноэтажные каркасные здания проектируют прямоугольной в
плане формы с одинаковыми пролетами /j и шагами колонн
/2 = 6... 18 м. Формирование объемно-планировочных решений
промышленных зданий определяют его функциональным
назначением и особенностями технологических процессов. Поэтому
здания могут быть одно- и многопролетными.
С увеличением площади здания заметно снижается стоимость
единицы производственной площади. Однако укрупнение зданий
увеличивает сроки строительства. Поэтому правильной является
компоновка зданий из секций, каждая из которых способна
производить продукцию без завершения строительства всего
корпуса. Обычно размеры секций совмещают с размерами
температурных блоков. В ряде случаев оказывается целесооб-
103

разным рассчи1ыва1ь каркас секции на (емиерачурные
воздействия и увеличивать размеры leMuepaiypiibix блоков до требуемых
величии L=^/, и ^= ^^'г-
Bbicoiy здания определяю! с учеюм огмечки верха кранового
рельса, а чакже размещения чиповых cienoBbix панелей. В зданиях,
оборудованных подвесными кранами, расстояние от чисюго пола
до низа несущей конструкции покрьмия сосчавляеч oi 3,6 до
14,4 м через 1,2 м. Для зданий с мостовыми кранами данное
расстояние колеблется от 8,4 до 18 м через 1,2 м. Наиболее
массовыми являю I ся одноэ i ажные здания пролетами 18 и 24 м.
Для таких зданий рационально применять несущие конструкции из
железобеюпа. Пролечы каркасных се."ьскохозяйс1 венных зданий
бывают 12; 18 и 21м.
Конструктивные схемы одноэтажных каркасов. Промышленные
и сельскохозяйственные производственные здания обычно решают
по балочной схеме. Пространственный каркас здания сосюит из
поперечных и продольных рам, коюрые воспринимаю!
вертикальные и ropH3oniajn,nbie нагрузки. В сельскохозяйственном cipon-
lejibCiBe широко применяю! каркасы, сосюящие из сборных
трехшарнирпых железобетонных рам (рис. 4.1,<)).
Плоские покрытия зданий являются, как правило, беспрогоп-
ными. Крупные панели покрьмия укладывают непосредственно по
ригелям рам и приваривают к ним не менее чем в трех углах. При
эюм должна бьмь обеспечена сварка по всей длине закладных
деталей стыкуемых конструкций. Тогда панели перекрьмия
образуют жесткий горизонтальный диск, обеспечивающий
пространственную работу каркаса зданий.
Конструктивное решение одноэтажных каркасных зданий
выполняемся по одному из трех следуюп^их вариантов: ригели
укладывают только по колоннам с шагом Z,. равным 6; 12 и 18 м,
при отсутствии подстропильных конструкций (рис. 4.2, а); ригели с
шагом 6 м укладываю! i!0 подстропильным конструкциям,
имеющим 1!ролет 12 и 18 м (рис. 4.2,6); ригели с и!агом 6 м
ук.тадываю! i!0 !1одС!ро1!Ильпым конструкциям внутри каркаса и
но крайним колоннам с и!агом 6 м. т. е. 1!рименяют
комбинированную схему каркаса (рис. 4.2, в).
В зданиях с мостовыми крапами или бескрановых зданиях без
подвесных 1!Отолков рациона.тьным конструктивным реи!ением
считают каркас без нодС!ро1!ильных конструкций с шагом ригелей
12 м. При наличии подвесного трапС1!орта или подвесных 1!Отол-
ков балки или фермь! укладываю! с шагом 6 м. При шаге колонн
12 и 18 м в чаких случаях !1рименяют 1!Одстро1!ильные
конструкции.
При !!родольпом рас1!Оложении стро1!илы1Ь!Х конструкций
рители ук.тадываю! на колоп1!Ы вдоль !1ролета, а
крупноразмерные 1!анели или л:!ипные ск.тадки 1!окры!Ия по1!ерек пролета
(рис. 4.2, г).
104

Рис. 4.2. Варианты конструктивного решения каркасных эланий беч
подстропильных конструкций (а), с подстропильными конструкциями (б), по комбинированной
схеме (в) и при продольном расположении стропильных конструкций (г):
/ — крайняя колонна; 2 срслняя колонна: .' стропильная конструкция; 4 ■- полетропиль-
ная конструкция; 5- плита покрытия
5DD...mi
Ит
т,
500\\ I.
21
^21
'■2т L , ^2t
Рис. 4.3. Привязка колонн к ра;5бивочмым осям в поперечном {а, 6) и проло:п,ном
(в) разрезе здания:
/--колонна; 2 наружная стена; .? темперагурный июв
Стропильные балки целесообразно применять при пролетах до
24 м, стропильные фермы—до 30 м и стропильные арки —
до 36 м. Трудоемкость изготовления ферм выше, чем у балок,
примерно в 1,5 раза, поэтому для зданий с пролетами 24 м фермы
применяют при специальном технологическом обосновании.
В качестве покрытия некоюрых 1Ипов больи1епролетных нромьнп-
ленных зданий целесообразно применять юнкостенные
пространственные конструкции (см. гл. 6).
Привязка колонн каркаса к разбивочным осям дана на
рис. 4.3.
Продольные температурные швы выполняют на двух колоннах.
Расстояние между осями колонн принимают не менее 500 мм и
кратное 250 мм. Перепад но высоте 1юперек пролетов здания
выполняют обычно при наличии двух колонн. Расстояние между
осями колонн составляет 1200... 1300 мм.
105

9 о Ошо [О
Рис. 4.4. Схемы размещения стальных связей в поперечном {а) и продольном {б)
направлениях одноэтажного каркаса
Пространственная жесткость одноэтажного каркаса. Простран-
сгвенную жесткость каркаса, т. е. его способность сопротивляться
воздействию горизонтальных нагрузок, обеспечивают
защемленные в фундаментах колонны, жесткий диск покрытия и система
связей из сгального проката (рис. 4.4). Связи приваривают к
закладным деталям колонн и элементов покрытия здания.
В направлении технологического процесса вертикальные связи
между колоннами не могут быть установлены, поэтому в
поперечном направлении пространственную жесткость каркаса
обеспечивают колонны и диск покрытия, распределяющий
местные горизонтальные нагрузки между колоннами. В продольном
направлении связи устанавливают в середине температурного
блока. В данном случае связи не препятствуют температурным
деформациям здания.
Вертикальные связи между колоннами / и фермами 2
воспринимают горизонтальные нагрузки в продольном
направлении каркаса (ветер на торец здания, торможение кранов и т. п.).
При небольшой высоте ригеля на колонне, составляющей не более
800 мм, связи 2 можно не ставить.
Горизонтальные связи по нижнему поясу ригелей 3
воспринимают ветровую нагрузку на торец здания, так как являются
опорами колонн торцевой стены. В зданиях большой высоты
связи 3 представляют собой стальную ферму с крестовой
решеткой. Горизонтальные связи по верхнему поясу ригелей 4
применяют при наличии фонарей. Поскольку панели покрытия под
ними отсутствуют, связи уменьшают расчетные длины сжатых
поясов ригелей, по оси которых устанавливают металлические
распорки 5. Если фонарь не доходит до торца температурного
блока, то связей 4 не делают, однако распорка необходима и в
даттом случае.
Связи по фонарям 6, 7 ш 8 устанавливают для объединения
фонарных ферм в устойчивую пространственную систему.
106

Следует отметить, что применение сборно-монолитных
конструкций покрытия одноэтажных промышленных зданий
позволяет не только увеличить пространственную жесткость каркаса, но
и, расстояния между колоннами без перерасхода арматурной стали
и цемента.
4.2 Расчет рам из сборных элементов
Поперечная одно- или многопролетная рама
одноэтажного каркаса состоит из колонн, зашемленных в фундаментах,
и опирающихся на них ригелей, состоящих из балок, ферм и
других несущих конструкций. Соединение ригеля с колонной
считается шарнирным.
Жесткий диск покрытия здания и система связей
обеспечивают совместную работу поперечных рам, поэтому крановая
или другая горизонтальная нагрузка, приложенная к одной раме,
будет воспринята и другими рамами, что следует учитывать в
расчетах.
Постоянную нагрузку от веса стропильных и подстропильных
конструкций, а также панелей перекрытия, снега и подвесных
кранов передают на колонны как вертикальные силы N^^^ и N^^,2
(рис. 4.5, а). Вертикальные силы N^^,2 от навесных стеновых
панелей на крайние колонны принимают с эксцентриситетом е^,
составляющим полусумму толщины панели и высоты сечения
колонны.
Рассгояние от силы N^^^ до крайней координационной оси
здания принимают 175 мм. Поэтому эксцентриситеты приложения
этой силы в верхней части крайних колонн при нулевой их
привязке составляют е2 = 0,5/г2—175 мм, а при привязке 250 мм
будет ^2 = 425 —0,5/г2 (рис. 4.5, в). В подкрановой части колонны
эксцентриситет приложения данной силы составляет 6^ =
— {h\—h^l2. Таким образом, в сечениях колонн ниже
перекрытия и выше подкрановой консоли действуют изгибающие
моменты соответственно Л/2 = Л^<,д:г1^2 и ^^^={N^^,^^ + 0^6^ +
+ ^сд:гз^з» где 6^2--собственный вес верхней части колонны
высотой Яг-
Для средних колонн учитывают возможность наличия
различных давлений соседних ригелей, а также случайный
эксцентриситет приложения силы N^^,2 величиной в 20 мм.
Однако при расчете усилий рам данным эксцентриситетом
пренебрегают.
Временную ветровую нагрузку (положительное и
отрицательное давление ветра), передающуюся на конструкции
покрытия здания выше колонн, приводят к сосредоточенной
горизонтальной силе W, приложенной в уровне верха рамы. Ветровые
нагрузки на стеновые панели w^ и ^2 являются распределенными
по высоте крайних колонн. При этом учитываются нормативные
107

Рис. 4.5. Расчетные схемы поперечной рамы (а) и двухветвевой колонны (б),
привязка вертикальных сил к осям колонны (в, г), расчетные схемы подкрановой
балки (д) и каркаса с рамными колоннами (/), воспринимающими горизонтальные
нагрузки (е, ж)
рекомендации по учету изменения скоростного напора по высоте
здания.
Временную нагрузку от мостовых кранов определяют с учетом
коэффициента надежности по нагрузке Yy=l,l. Максимальное
давление на одно колесо крана /<r.max имеет место, если его
тележка с грузом находится вблизи подкрановой балки. Тогда на
колеса крана с противоположной стороны действует давление
f'cr min- Суммарное давление на четыре колеса крана составляет
2(/;..„ax + /''cr.min) = (^ + (^cr + (^i, где G -вес груза,
G,,—собственный вес моста и G, - вес тележки.
Вертикальную нагрузку от мостовых кранов определяют с
учетом положения колонны рамы. Нагрузку Л'^ на крайнюю
108

колонну вычисляют от двух максимально сближенных кранов по
линии влияния опорных реакций (рис. 4.5, д). При этом
учитывается коэффициент сочетаний нагрузок 0,85. Нагрузку yv„ на
среднюю колонну определяют от четырех кранов с
коэффициентом сочетаний 0,7. При этом учитывают максимальное давление
крана на подкрановую балку с одного пролета рамы и
минимальное с соседнего пролета.
Расстояние от разбивочных осей подкрановых балок
принято единым для всех схем зданий и составляет а = 750 мм
(рис. 4.5, г). В зданиях с мостовыми кранами грузоподъемностью
более 50 т, а также при наличии проходов в подкрановой части
колонн данное расстояние увеличивается до 1000 мм. Допускается
его принимать равным 500 мм в зданиях, оборудованных
мостовыми электрическими кранами грузоподъемностью до 15 т и
мостовыми ручными кранами любой грузоподъемности.
Вертикальное давление от кранов передается через
подкрановые балки на подкрановую часть крайней и средней колонны с
эксцентриситетом соответственно £'„ = а-0,5/г2 + 250 мм и £'„ = а
(рис. 4.5, г). Поэтому в расчетах учитывают изгибающие моменты
М =R е и М =R ■ е
Горизонтальную нагрузку Q^^ от торможения двух крапов
определяют с учетом гибкого или жесткого подвеса груза по
линиям влияния опорных реакций.
Высоту верхней части колонн от низа перекрытия до
подкрановой консоли Яз устанавливают в зависимости от габаритов
мостового крана, а также высоты подкрановой балки и рельса
крана. При наличии подстропильных конструкций высоту Яз
уменьшают на 600 мм. Расстояние между верхом габарита крана и
низом покрытия составляет 200 ... 250 мм.
Расстояние с двухветвевых колонн (рис. 4.5,6) обычно
назначают из условия, чтобы ось ветви совпадала с осью подкранового
пути.
Ригель рамы рассчитывают как однопролетную балку,
ферму или арку. Расчет рамы выполняют методами
строительной механики. В тех случаях, когда ригели находятся
на одном уровне по высоте, то при шарнирном их
соединении с колоннами расчет рам производят методом перемещений.
При этом принимают, что жесткость стропильной конструкции
£/ = X.
На уровне ригеля рамы от силы W, давления vv = vv, + vv2,
изгибающих моментов, приложенных вверху Мз и на уровне
подкрановой консоли колонны М,, а также тормозной силы
крапа Q^, действуют горизонтальные реакции, которые
соответственно равны
Л^2 = З^Я[1+а^1+1,33 A+а)^1,]/[8 A+^1 + ^1,)], D.1)
109

R„,2= ±^М,(\ +iila)l[2H (\ +ii + ii,)l D.3)
Л„, = 1,5М, A -ос2)/[ЯA +fi + fi,)], D.4)
^,,cr = ec.(l-a + Hi)/(l+^ + ^i). D.5)
В выражениях D.1)...D.5) коэффициенты
ос=Я2/Я; и = ос^(/,//2-1); й,=A-ос^)/,/[8(Я,/5J/,,]. D.6)
Для двухветвевых колонн момент инерции подкрановой части
/ = 0,5/4j,c^, где с — расстояние между осями ветвей; s—шаг
распорок колонны (рис. 4.5,6). Для одноветвевых колонн
коэффициент fii=0.
Доля горизонтальной реакции, принадлежащая одной колонне,
зависит от ее жесткости и числа колонн в раме. Для расчетной /-й
колонны рамы реакция
R^= ^''-^:''-^'^^^' +(R^ + R„J\ - ^^) , D.7)
i= 1
где коэффициент
X,= ll3[\+{HjHy{IJI,~l)l D.8)
Расчетные усилия в колоннах, по которым определяют
арматуру колонн, вычисляют с учетом трех невыгодных сочетаний
нагрузок: 1-е сочетание позволяет определить максимальное
значение положительного момента М^^^ и ему соответствующее
значение продольной силы Л'; 2-е сочетание дает максимальное
значение отрицательного момента М„(„ и ему соответствующее
значение продольной силы Л'; 3-е сочетание относится к
вычислению наибольшей продольной силы ^V^j,, и соответствующего ей
момента М.
В каждом из сочетаний определяются также значения
поперечных сил.
Расчет продольной рамы. Раму рассчитывают на действие
ветровой нагрузки, приложенной к торцу здания, и
горизонтальной нагрузки от торможения кранов, а также на температурные
воздействия. Продольная нагрузка, направленная вдоль кранового
пути и составляющая 10% от максимального давления на колесо
крана, передается на весь ряд колонн продольной рамы.
Жесткость продольных рам здания по крайним рядам колонн
существенно возрастает вследствие включения в работу
горизонтальных стеновых панелей. Это позволяет в нешироких зданиях
отказаться от вертикальных связей каркаса.
4.3. Плиты и настилы покрытия
Плиты покрытия. Железобетонные плиты покрытия
подразделяют на П-образные (рис. 4.6, а, б), типа 2Т (рис. 4.6, в, г)
и крупноразмерные (рис. 4.6, д). К последнему типу относятся
по

Рис. 4.6. П-образная ребристая (а) и
комплексная (S), типа 2Т обычная (в) и комплек-
сна1я (г), а также крупноразмерная
ребристая с малым уклоном {д) плита покрытия:
/ — продольное ребро; 2 — поперечное; 3
поризованный керамзитобетон; 4 напрягаемая
арматура; 5 - сварная сетка гишты; 6 - сетка
ребра в опорном узле
также панели-оболочки типов КЖС и КСО (см. § 6.6). Как
правило, применяют плиты шириной 3 м. Плиты шириной 1,5 м
допускают применять в качестве доборных элементов, а также как
более надежные для покрытия зданий с сильно агрессивной
средой.
Плиты изготовляют из тяжелого бетона. В зданиях с
неагрессивной средой применяют плиты из бетона на пористых
заполнителях, если это оправдается экономически. Продольные ребра
плит армируют напрягаемой канатной или сгержневой арматурой,
поперечные ребра -плоскими сварными каркасами, а полки —
сварными сетками. Применение смептанной (напрягаемой и не-
папрягаемой) продольной арматуры позволяет снижать класс
бетона и расход стали.
П-образные плиты длиной 6 и 12 м (рис. 4.6, а) состоят из двух
продольных и нескольких поперечных ребер. В плитах шириной
3 м поперечные ребра располагают через 1 м, а в плитах шириной

1,5 м—через 1,5 м. Ребра помогают работать под нагрузкой
тонкой полке. Плиты изготовляют из бетона классов В25 ... В35.
П-овразные комплексные плиты длиной 6 и 12 м (рис. 4.6, о)
позволяют уменьшить расход арматурной стали и увеличить пшг
поперечных ребер до 3 м. Совмещение в плитах свойств несущих и
ограждающих конструкций способствует эффективному повьпне-
нию степени индустриализации строительства. Полку плиты из
конструкционно-теплоизоляционного керамзитобегона
бетонируют после установки и натяжения арматуры в продольных и
поперечных ребрах, а также укладки в них бетона. По поризован-
ному керамзитобетону выполняют цементно-песчаную затирку
толщиной 10 мм.
Двухконсолыше панели типа 2Т размерами 3x12 и Зх18м
имеют продольные ребра, расположенные на расстоянии 1,5 м
друг от друга (рис. 4.6, в). Вследствие наличия консолей
изгибающие моменты в полке значительно снижаются, поэтому панели
изготовляют без поперечных ребер. Продольные предварительно
напряженные ребра изготовляют заранее из бетона классов
В25...В35. Связь ребер с полкой, изготовленной из беюиа класса
В12,5, обеспечивается устройством выпусков поперечной арматуры
и Сцеплением бетонов. В приопорпых верхних зонах ребер
целесообразно создавать пазы для устройства пшонок после
забетонирования полки.
Двухконсольные комплексные панели iTina 2Т обличаются от
обычных панелей типа 2Т полкой из армированного легкого
бетона класса В3,5 (рис. 4.6, г).
Крупноразмерные панели размерами в плане 3x18 и Зх24м с
полками малых уклонов (рис. 4.6, д) укладывают по продольным
балкам длиной 6 и 12 м. Они состоят из трапециевидных
продольных ребер с уклоном верхнего пояса 1 : 30 и 1 : 20 при
пролете панели соответственно 24 и 18 м. Такие уклоны
позволяют получить минимальные затраты на устройство рулонной
кровли. Кессонообразные углубления дают возможность умень-
1нить тол1ципу стенки продольных ребер до 50 мм. Панели
изготовляют из бетона классов ВЗО ... В50. В качестве продольной
напрягаемой арматуры применяют стержни из стали классов A-IV,
A-V и А-Шв, а также канаты класса К-7.
На панели покрытия промьннленных зданий устанавливают
крьннные вентиляторы (один вентилятор на плиту). Минимальные
значения проектной длины опирания плит принимают не менее
90 F5), 90 G5) и 150 A20) мм, если их опирают соответственно на
стальные, железобетонные и каменные конструкции (в скобках
приведены значения для панелей длиной 6 м).
Панели рассчитывают на нагрузку от кробли, снега,
вентиляционных и других устройств, а также от подвесного транспорта и
коммуникаций. При этом принимают, что в полке панели
возникают большие сжимающие напряжения, которые при мест-

Рис. 4.7. Предварительно напряжеишлй коробчатый пастил:
/--канатная арматура; 2 сварные сетки
НОМ изгибе могут вызвать исчерпание прочности полки. Несущая
способность полки и поперечных ребер взаимосвязана, причем
прогибы поперечных ребер могут вызвать большие крутящие
моменты в опорной зоне продольных ребер.
Настилы покрытия. Такие покрьпия целесообразно применять
для зданий, в которых размещаются производства, требующие
поддержания в помещениях заданного режима температуры,
влажности, чистоты воздуха и освещенности.
Коробчатые настилы (рис. 4.7) пролетом 18 м для текстильных
предприятий и 24 м для предприятий искусственного волокна, а
также прецизионного станко- и приборостроения обеспечивают
скрытое размещение воздуховодов и инженерных коммуникаций в
толще покрытия. Они позволяют снижать расход стали и бетона
на 30...40%, а также уменьшить приведенные затраты и
трудоемкость примерно на 40%.
Настилы изготовляют из беюна классов В25...В35, армируют
напрягаемой канатной или стержневой высокопрочной арматурой,
а также сварными сетками из арматурной проволоки класса Вр-1.
В зависимости от габаритных размеров и интенсивности нагрузки
приведенная толщина бетона составляет 100...150 мм, расход
стали 8...14кг/м^.
В качестве устройств для образования каналов в коробчатых
настилах применяют вкладьнни-пусютообразователи
складывающегося типа. Более прогрессивной являегся технология изготовления
настилов способом непрерывного формования с использованием
передвижного пуассона и надувного полиэтиленового рукава.
В некоторых случаях, например на небольших предприятиях,
рекомендуют вместо железобегонных настилов применять
подвесные потолки из армоцементных оболочек и панелей-складок.
4.4 Балки и фермы покрытия
Стро11илы1Ыс балки. Балки пролетами 6 и 9 м
армируют ненапрягаемой армагурой. Для макеюв продольных
стержней применяют армагуру класса А-И (рис. 4.8, о). Реб-

ро и полку таврового сечения армируют гнутыми сетками
из проволоки класса Вр-1 или арматуры класса A-I.
Балки изготовляют из тяжелого бетона классов В15...В40 или
бетона на пористых заполнителях классов В20 ... ВЗО. Балки могут
быть одно- и двускатными. У опор балок устраивают ребра
жесткости.
Балки пролетом 12, 18 и 24 м применяют с напрягаемой
продольной арматурой. Они могут быть двутаврового сечения
(рис. 4.8, б) или решетчатыми (рис. 4.9). Высота балок на опоре
790 или 890 мм, а в середине пролета зависит от уклона верхнего
пояса. По эксплуатационным условиям рациональный уклон 1:12.
Однако при создании малоуклонного покрытия, позволяющего
механизировать кровельные работы, принимают уклон 1 :5.
Толщину стенки 60... 100 мм балки двутаврового сечения
назначают главным образом из условий удобства размещения
арматурных каркасов, укладки и уплотнения бетона. Балки
выполняют из бетона классов В25...В40 при уклоне верхнего пояса
1:12 и из бетона В45...В60 при уклоне 1:5. В качестве
продольной напрягаемой арматуры применяют канаты класса К-7,
сгержневую арматуру классов A-V и A-IV, а также
высокопрочную проволоку класса Вр-И. Поперечные стержни стенки и
хомуты нижней полки, а также продольные стержни верхней полки
выполняют из арматуры класса A-III.
Решетчатые балки имеют прямоугольное поперечное сечение
шириной /) = 200...280 мм (рис. 4.9). Балки армируют продольной
напрягаемой канатной, стержневой или проволочной арматурой.
Одно- и двускатные балки с отверстиями позволяют снижать
трудоемкость изготовления и расход материалов. Применение
решетчатых балок с полигональным (арочным) очертанием
верхнего пояса (рис. 4.9,6) создает более благоприятное распределение
усилий. Производство решетчатых балок взамен балок
двутаврового сечения экономически целесообразно, так как дает
возможность в большей степени сократить расход бетона.
Расчет стропильных балок производя! с учегом особенносги их
конструктивного решения. Однако расчет продольной рабочей
арматуры решетчатых балок можно выполнять как конструк1щи
сплошного сечения. При этом следует иметь в виду, что
в двускатных балках опасное нормальное сечение
находится не в середине пролета, а на расстоянии z, от опоры
(рис. 4.10).
Расчетное нормальное сечение определяют из расчета
экстремума композиционной функции (Л/„ —M)„in, где М„ — несущая
способность нормальных сечений балок, М — изгибающий
момент. Для балок, к трещиностойкости которых предъявляют
требования 3-й категории, расчетное сечение / — / находится на
расстоянии
2, *0,5/-(/?,рЛ,р + /?,,Л,I8ф/А D.9)
114

8950 E950)
ш
9000 (вт)
8950E950) ^ тА'Щ^
9000 (SOOO)
1-1
Ф5А-1
ф/ОА-1
Ш ПР
Г
Ф5В-1
35
лл.
^
+f
т5
55
Рис. 4.8. Стропильные балки двутаврового сечения с ненапрягаемой (а)
напрягаемой {б) продольной арматурой:
/-'-канаты; 2- проволоки

/-/
_, J2S0 \fm\ [wed \woo[ \im\^|/ш[
17960
:.M
W 500 500 500
оЪОООФ
2980 \ 3000
3000
3000
17960
Рис. 4.9. Двускатные предварительно напряженные решетчатые балки с прямым
(а) и полигональным (б) очертанием:
/- напрягаемая арматура; .? -ненанрягаемая арматура
Рис. 4.10. К определению расчетного сечения балки (а) с учетом изменений
прочности ее нормального сечения и изгибающих моментов (б)
где ф—угол наклона верхней полки; р — интенсивность
равномерно распределенной нагрузки.
Стропильные фермы. Очертание поясов и решетки
железобетонной фермы определяют с учетом требований, предъявляемых к
скатным, малоуклонным и плоским покрытиям. Фермы
подразделяют на полигональные (рис. 4.11,а,б, в, г, (), с) и треугольные
(рис. 4.\\,ж, 3, и).
К основным типам ферм относят: сегментные с верхним
поясом ломаного (рис. 4.11, а) или криволинейного (рис. 4.М, г)
очертания; полигоналыше с параллельными поясами раскосные
(рис. 4.11,6) или безраскосные (рис. 4.11, в); арочные раскосные с
редкой решеткой (рис. 4.11, ()) или безраскосные с жесткими
узлами (рис. 4.11,с); треугольные раскосные (рис. 4.1 l,:wc, j) или
безраскосные (рис. 4.11, и).
116

^;
6)
^)ц д)
fj
ш...?^?
1 J
1 i!
/*(«■. 4.11. Полигонал1>ные pacKocni>ic (а, о, г, д) и безраскосиые (в, е), а также
греугольиыс раскосные (ж, з) и базраскосные (и) стропильные фермы
Железобетонные фермы пролетами 18; 24 и 30 м изготовляют с
напрягаемой проволочной, канатной или стержневой арматурой.
Как правило, арматуру натягивают на упоры. Принцип
конструирования поясов, элементов решетки и узлов приведен на рис. 4.11.
Сегментные фермы экономичйы по расходу бетона и
арматурной стали. Однако вследствие значительной суммарной длины
элементов решетки и сложных узлов изготовление сегментных
ферм является трудоемким. Аналогичные достоинства и
недостатки относятся также и к арочным фермам. Безраскосные фермы
(стропильные рамы) весьма удобны для изготовления не только в
горизонтальном, но и в вертикальном положениях. Поэтому их
все чаш;е применяют для покрытий зданий как со скатной, так и
малоуклонной или плоской кровлей. Кроме того, безраскосные
фермы позволяют удобно использовать межферменное
пространство для технических этажей и коммуникаций. Треугольные фермы
используют в сельскохозяйственном строительстве при
применении кровли из асбестоцемептных или металлических волнистых
листов. Для обеспечения устойчивости ферм используют стальные
вертикальные связи.
Панели верхнего пояса ферм, за исключением арочных
раскосных, имеют длину 3 м, чтобы нагрузка ог плит покрытия
117

передавалась в узлы ферм. Как известно, в данном случае не
возникает местного изгиба верхнего пояса фермы. Наиболее
благоприятное по статической работе очертание верхнего пояса
имеют арочщ>1е и сегментные фермы. Благодаря эксцентриситету
продольной силы в данном поясе возникает изгибающий момент,
обратный по знаку моменту от внеузлового загружения.
Ширина и высота сечения верхнего пояса составляет
A/80... 1/70)/, где / -пролет фермы. Такая же ширина сечения
нижнего пояса. Высота данного сечения зависит от условий
размещения напрягаемой арматуры.
Фермы изготовляют из бетона классов ВЗО ... В60. Верхний
пояс, раскосы и сюйки решетки армируют сварными каркасами из
стержней класса A-III. Нижний пояс ферм кроме продольной
напрягаемой арматуры имеет конструктивные замкнутые хомуты
через каждые 500 мм. Арматуру элементов решетки объединяют в
узлах с арматурой поясов ферм путем применения
дополнительных сеток, состоящих из окаймляющих и поперечных стержней.
Опорные узлы армируют не только сетками, но и дополнительной
ненапрягаемой продольной и поперечной арматурой. Последняя
предохраняет бетон от возникновения трещин вдоль напрягаемой
арматуры при отпуске ее натяжных приспособлений.
Расчет усилий ферм производят с учетом невыгодных для
элементов решетки загружений одной половины фермы снегом,
подвесным транспортом и коммуникациями. При расчете усилий
раскосной фермы принимают шарнирное соединение элементов в
узлах. Испытания ферм свидетельствуют, что жесткость узлов
таких ферм мало влияет на усилия в элементах поясов и решетки.
Однако при расчете безраскосных ферм учитывают жесткое
соединение этих элементов. Изгибающие моменты верхнего пояса
от внеузловой нагрузки рассчитывают как для неразрезной балки.
Верхний пояс рассчитывают как сжатый элемент со случайным
или расчетным эксцентриситетом. Внецентренно сжатыми
являются также сжатые элементы решетки и стойки безраскосных
ферм. Расчетная длина сжатых элементов составляет @,8 ... 0,9)/,
где /—расстояние между центрами смежных закрепленных узлов.
Нижний пояс раскосных ферм при отсутствии внеузловых
нагрузок рассчитывают как центрально растянутый элемент. При
внеузловой нагрузке и для безраскосных ферм нижний пояс
рассчитывают как внецентренно растянутый элемент.
Расчет нижнего пояса и растянутых раскосов на трещиностой-
кость ведется с учетом жесткости узлов фермы. Весьма часто это
приводит к перерасходу железобетона. Способ регулирования
усилий, разработанный в СССР, позволяет уменьшить расход бетона
и слали до 20%. Согласно данному способу в элементах ферм
вследствие внецентренного обжатия нижнего пояса, например при
создании строительного подъема, возникают изгиб|ающие
моменты, противоположные по знаку моментам от внешней нагрузки.
118

Рис. 4.12. К расчету арматуры опорного (а) и промежуточного (б) узлов
фермы
Расчет ненапрягаемои арматуры в опорном узле состоит из
расчета дополнительной ненапрягаемои продольной и поперечной
арматуры, способной воспринимать усилия в зоне анкеровки
напрягаемой арматуры (рис. 4.12, а).
Площадь сечения продольных стержней
A^ = 0,2NJR,. D.10)
Поперечные стержни, которые находятся на длине учасака /3,
должны воспринимать усилие Л^^^. Данное усилие определяют из
условия прочности наклонного сечения по линии отрыва А В, т. е.
из условия
7V, = 7V,p + 7V, + 7V,,ctga. D.11)
Оасюда усилие
N,^={N,-N,^~N,)/ctea. D.12)
Здесь
N,^ = R,^AJ^^Jl^ D.13)
-расчетное усилие в продольной напрягаемой арматуре;
м — D 4 I II
14 ^ *^s^^s^an,actl ^an
— ТО же, в ненапрягаемои арматуре, где /р^^, и lan.aa' фактические
длины заделки арматуры за линией АВ соответствен1ю
напрягаемой и ненапрягаемои арматуры; /р и 4„— необходимые длины
заделки этих арматур.
Площадь сечения поперечной арматуры на участке Ij
составляет
A,^^NJR,„. D.14)
Прочность опорного узла на изгиб в naKjTOHHOM сечении АС
проверяют из условия
119

Rf (/, -a)^NJJ2 + N,^{ho,-x/2) + N,(h^,~a-/2), D.15)
где высота сжатой зоны бетона
x^(N,, + N,)/(R,b). D.16)
Расчет арматуры промемсуточного узла производят с учетом
снижения усилия в арматуре растянутого раскоса (рис. 4.12, б).
Данное снижение компенсируется работой поперечных стержней,
пересекаемых линией отрыва ABC. Из условия
^,„,со8ф^^,(/1+а)/(хи D.17)
определяют усилие ^V,.^ и по D.14) площадь сечения
стержней А,„.
В выражении D.17) ф угол между поперечными стержнями и
направлением оси растянутого раскоса; /^—длина заделки
арматуры растянутого раскоса за линией ABC; а условное увеличение
длины заделки арматуры с анкерами [a=5d—при двух
коротышах; a = 3d—при одном коротыше и петле; a = 2d—при
высаженной голоэке); y. = aJR^, где а, и Л, - напряжение и расчетное
сопротивление в арматуре растянутого раскоса; /^„ необходимая
длина заделки данной арматуры.
Площадь сечения стержней окаймляющей арматуры
промежуточного узла, в котором сходятся два растянутых элемента
решетки, определяют из условия
A,,^N,J(nR,,). D.18)
Здесь
;V,,=0,04(^,,„,, + 0,5^,,„i„) D.19)
-условное растягивающее усилие.
Подстропильные конструкции. Эти конструкции применяют в
виде предварительно напряженных балок или ферм. Балки
являются менее экономичными и препятствуют размещению
коммуникаций в пространстве 1юкрытия здания. Поэтому в
строительстве обычно применяют подстропильные фермы
(рис. 4.13).
Подстропильные фермы к колоннам крепят без анкерных
болтов с помощью дуговой сварки закладных деталей.
Стропильные фермы крепят к подстропильным конструкциям балками и
монтажными сварными швами.
Фермы изготовляют из бетона классов ВЗО ... В50. Нижний
пояс ферм армируют стержнями высокопрочной стали классов
A-V, At-V, At-VI и канатами класса К-7. Верхний 1юяс и раскосы
ферм армируют каркасами из стали класса A-FIF. Для обеспечения
анкеровки арматуры растянугых раскосов применяют общий
арматурный каркас с изгибом в нижних узлах. Конструирование и
расчет узлов ферм производят 1Ю правилам проектирования
стропильных ферм.
120

Рис. 4.13. Подстропильная ферма пролетом 12 м;
/ стойка для опирапия пли г покрытия; 2- рабочая напрягаемая арматура; 3 рабочая
лрматура раскосов; 4 - каркасы поясов; 5 каркасы узлов; 6 - сетки косвенною армирования;
7- зак-талное изле.тие с анкерными бо-пами; И опорное зак-талное из;1е.тие
Расчет усилий подстропильных ферм производят с учетом
жесткости узлов от действия сосредоточенных нагрузок,
приложенных в нижних узлах и состоящих из опорных реакций стропильных
ферм, собственного веса и нагрузки от панелей покрытия,
опирающихся на верхний пояс подстропильной фермы. При этом
приходится учитывать случаи несимметричного загружения
подстропильной фермы, когда силы /^, и Fj от нагрузки смежных
пролетов стропильных ферм различны по величине.
В общем случае приведенная сосредоточенная сила
F,,, = {F,+F2)/^, D.20)
где коэффициент а. зависит от эксцентриситета Cq
равнодействующей сил F,+ /^2- При ^0 = 0^ 5; 10 и 15 см коэффициент а
принимает значения соответственно 1; 0,87; 0,67 и 0,5.
4.5
Арки покрытия
Конструкция стропильных арок. Арки работают под
нагрузкой преимущественно на сжатие, а их затяжки — на осевое
расгяжение. Поэтому при пролеге свыше 30 м сборные
железобетонные арки становятся экономичнее ферм.
В качестве стропильной конструкции наибольшее
распространение получили двухшарнирные по.могие арки со С1релой подъема

Sz\^ !^^ '^redlred
\h \Pi t-L^Jil
^redl
IF
Рж. 4.14. Конструкция (a) и расчетная схема (б) двухгпарнирпой арки
/=A/8...1/6)/ (рис. 4.14). При больших пролетах применяют грех-
шарнирные арки. Исходя из условия совпадения оси арки с кривой
давления наиболее рациональным является очертание оси арки,
соответствующее квадратной параболе
v = 4/z(l-z//)//. D.21)
Поскольку имеют место одностороннее нагружение арок
временной нагрузкой, процессы усадки и ползучести бетона,
избежать изгибающих моментов в арке невозможно. В связи с
этим трубуется принимать такое очертание арки, при котором
изгибающие моменты будут невелики, а изготовление конструкции
не представит затруднений. Очертание пологих двухшарнирных
арок обычно принимают по окружности. Такие арки имеют
высоту двутаврового поперечного сечения // = A/50...1/30)/ и
ширину -/? = @,4...0,5)/.
Арки собирают из отдельных блоков, соединенных сваркой
закладных деталей. После этого бетонируют затяжку и опорные
узлы арки. Для изготовления арок применяют бетон классов
В30...В50. Арки армируют каркасами из стали класса А-П1.
В качестве хомутов применяют также арматуру классов А-1 и Вр-1,
поскольку поперечные силы в арках незначительны.
Затяжки арок выполняют с напрягаемой канатной арматурой
классов К-7 и К-19. Для небольших арок затяжки могут быть
стальными гибкими. С целью уменьшения провисания затяжки
через каждые 6 м устраивают железобетонные или стальные
подвески. Их используют также для передачи нагрузки от
подвес1Юго транспорга.
122

Расчет арок. Расчет распора арок производят с учетом
деформаций элементов конструкций, которые характеризуются
коэффициентом
х=1/
8/V/1
red '^b\''^red\
<1,
D.22)
где /—стрела подъема арки; /^^^ и А^^^ — соответственно момент
инерции и площадь приведенного сечения арки; Л^^^-^ — площадь
приведенного сечения затяжки арки; р — коэффициент,
позволяющий учитывать влияние пологости арки на ее деформативность
(р = 0,67; 0,78; 0,84; 0,88; 0,91; 0,94 и 0,95 при отношении///= 1/3;
1/4; 1/5; 1/6; 1/7; 1/8; 1/9 и 1/10).
После образования трещин в затяжке ее жесткость при
растяжении Е^^А^^^^ в выражении D.22) заменяется величиной
Е^А^, где А^ — площадь сечения продольной арматуры затяжки.
Для арки без затяжки выражение D.22) принимает вид
1/
8/ А,,/
D.23)
При равномерно распределенной нагрузке р на всем пролете
распор двухшарнирной арки
H=0,\25xpl^lf. D.24)
Если нагрузка р находится на одной половине арки, то ее
распор
Я=0,0625хр/'//. D.25)
Если нагрузка распределяется по параболе до интенсивности р к
пятам, то распор арки
Я-0,024хр/'//. D.26)
При сосредоточенной нагрузке F распор арки
H=0,0625xF{all- 2(а//)^ + {а/If] Ijf. D.27)
где а —расстояние силы F от опоры.
Распор трехшарнирной арки не зависит от деформации ее
элементов и составляет
H=M^Jf, D.28)
где М^зх —изгибающий момент в середине арки, как свободно
опертой балки.
В предварительно напряженных арках доля силы обжатия Р,
воспринимаемая затяжкой, составляет
Р, = Р/
1 +
15 Е,А,
D.29)
4/ ^'Ы'^гсл
Тогда на арку совместно с распором действует сила обжатия
123

Р^ = Р-Р,. D.30)
Согласно расчетной схеме (рис. 4.14,^ в сечениях арки дейст-
вгют усилия
М, = М-(Н+Р^)у,
N^ = Qsm(f> + (H+P2)cos(f>,
Q, = Qcos(p-(H+P2)sm(f>,
D.31)
где М и Q- соответственно изгибающий момент и поперечная
сила в свободно опертой балке; ф —угол между касательной к оси
арки и горизонтальной прямой в рассматриваемом сечении.
Расчет арки по прочности рекомендуется выполнять с учетом
усилий по D.31) дважды: при отсутствии погашения
предварительных напряжений в растянутой арматуре, т. е. при учете
коэффициентов надежности по нагрузке У/=Ь и при отсутствии силы Pj
вследствие погашения предварительных напряжений, т. е. при
коэффициентах надежности по нагрузке У/>1. Расчетную шшну
трехшарнирных, двухшарпирных и бесшарнирных арок
принимают соответственно 0,58л-; 0,54л- и 0,36л, где л- длина ее дуги.
Площадь сечения арматуры затяжки подбирают как для
растянутого элемента из расчета по прочности и трещиностой-
кости.
4.6 Подкрановые, фундаментные
и обвязочные балки
Подкрановые балки. Сборные железобетонные
подкрановые балки пролетами 6 и 12 м применяют при кранах
среднего и легкого режимов работы грузоподъемностью до 30 т.
Балки выполняют, как правило, разрезными с монтажными
стыками на колоннах (рис. 4.15, а). Для смягчения ударов,
передаваемых на подкрановую балку при движении мостовых кранов,
между подкрановой балкой и рельсом укладывают упругие
прокладки.
^1
2
ш
d
У
11
в,
50
1
\
II
—1
1 1
1
1
•г
Но
z^
Lb
Рис. 4.15. Конструкция {а) и расчетные сечения (о, в) подкрановой балки:
/ балка; 2 колонна
124

Рациональной формой поперечного сечения подкрановых балок
является двутавровая. Развитая верхняя полка обеспечивает
простоту монтажа и эксплуатации крановых путей, а также
жесткость балки в горизонтальном направлении. Нижняя полка
сечения необходима, как и в других предварительно напряженных
конструкциях, для обеспечения прочности балки в стадиях
изготовления, транспортирования и монтажа.
Высота сечения балки /; = (!/10... 1/8)/, толщина верхней полки
/;} = A/8...1/7)/;, ширина верх[гей полки Ь} = {\/20..Л/\0I, но не
менее 500...650 мм по условиям крепления и рихтовки крановых
путей.
Балки изготовляют из бетона классов В30...В50. В качестве
[[апрягаемой арматуры используют высокопрочную канатную,
стержневую и проволочную арматуру. В связи с динамическими
нагрузками, воздействующими на балку, арматурные каркасы
выполняют вязаными. На опорах балки усиливают ребрами и
дополнительной поперечной арматурой. Следует отметить, что
трудоемкость изготовления железобетонных подкрановых балок в
2...3 раза больше, чем стальных.
Расчет балок по прочности, образованию трещин и
деформациям ведуг на нагрузки от двух сближенных мостовых кранов
одинаковой грузоподъемности с учетом коэффициента сочетаний
нагрузок, равного 0,85...0,95, и коэффициента динамичности,
равного 1,1...1,2. Расчет балок на выносливость производят на
нагрузку от одного мостового крана, составляющую 60% от
нормативной. В резульгате расчетов определяют площадь сечения
напрягаемой арматуры А^^ (рис. 4.15, б). Площадь сечения
напрягаемой арматуры А'^р проверяют из условия прочности верхней
полки при действии горизонтальных нагрузок от поперечного
торможения кранов (рис. 4.15, в).
Фундаментные и обвязочные балки. Фундаментные балки
применяют при отдельно стоящих фундаментах под самонесущие
и висячие наружггые и внутренние стены. Длина балок зависит
от шага колонн, размеров и глубины заложения фундаментов.
Верх балок принимают на 30 мм ниже нулевой амплитуды
(рис. 4.16, а), поскольку между стенами и балками
устраивают гидроизоляционный слой цементного раствора. Тем самым
обеспечивается модульная разбивка стеновых панелей по высоте
здания.
Обвязочные балки висячих стен, как и фундаментные балки при
глубоком заложении фундаментов, опирают на консоли колонн
(рис. 4.16,6).
Верхняя ширина поперечного сечения балок зависит от
толщины стены. При шаге колонн 6 м высота сечения балок для
стен из навесных панелей составляет 300 мм, для самонесущих
стен 450 мм. При шаге колонн 12 м высота сечения балок
600 мм (рис. 4.16, в).
125

S) 200.. SOO
T г
pL
[ m
„ \2mBS0J^ ^
Puc. 4.16. Опирапис фундаментной (a) и обвязочной (б) балок, а также типовые их
поперечные сечения (в):
/-стена; 2 -балка; 3 -бетонный столбик; 4—фундамент; 5- колонна
Балки шшной до 6 м изготовляют из бетона классов В15...В20
и армируют продольными стержнями класса A-III и хомутами из
стали класса A-I. Более длинные балки изготовляют из бетона
класса ВЗО и армируют сварными каркасами и напрягаемой
стержневой арматурой.
При расчете балок рассматривают три случая их загружения: в
период возведения стен летом, в период возведения стен зимой
методом замораживания и в эксплуатационной стадии. Расчетная
высота неотвердевшей летней кладки составляет '/з пролета.
В случае раннего замораживания раствора каменной кладки и
последующего оттаивания в естественных условиях учитывают,
что высота сплошных стен не превышает Юм, а стен с
проемами — 8 м.
Определение нагрузки на железобетонные балки от
самонесущих стен имеет свои особенности. В расчетах учитывают
совместную работу балки и стены. Нелинейность деформаций
бетона и каменной кладки учитывают путем снижения значений
начальных модулей упругости до величин соответственно £, =
= 0,85£ь и £2 = 0,5£„,.
В расчетах давления стены на балку последняя заменяется
эквивалентным по жесткости поясом стены высотой
K, = 2\/EJ,j{E^t„
D.32)
Pmax = 2i^/[{a + 2y)/„J.
где /„S — толщина стены.
Над промежуточными опорами неразрезной балки (рис. 4.17, а)
максимальное давление стены на балку
D.33)
Здесь 2F—опорная реакция; а — ширина опоры балки; s=\,51h^j-
— часть горизонтальной ординаты треугольной эпюры давления
(рис. 4.17, а).
126

Для однопролетной балки
(рис. 4.17,6) и крайней зоны
неразрезных балок давление
Pmax = 2/^/[(a,+.v,)Cj, D.34)
где а, -длина опорного
участка балки, но не более
1,5/г, Si = 0,9h^i; где hr -по
D.32).
Если в стене имеется
проем, то треугольную эпюру
давления заменяют
трапециевидной (рис. 4.17,6). Кроме
того, добавляют местную
нагрузку на балку от веса
подоконной части стены и
проемной коробки.
")
^J^irMW
S)
4- L-
S'f,S7h
, ^rfTMI^W
1
Cr
Kk^
Ш
Ш
л
ff
/ij j^s, = 0,3hef
33
Puc. 4.17. Схемы пагружения псразрезпой
(a) и однопролетной (б) балки висячих степ
Зная эпюры давления стены на балку, нетрудно рассчитывать
ее изгибающие моменты и поперечные силы. Допустимую высоту
самонесущих стен определяют расчетом на смятие материала
стены в зоне опирания балок.
4.7
Колонны и рамы
Сборные железобетонные колонны. Для одноэтажных
производственных зданий, как правило, применяют
унифицированные сборные колонны (рис. 4.18). Их изготовляют из бетона
классов В10...В60.
Для зданий без мостовых кранов применяюг в основном
сплошные колонны прямоугольного сечения размерами 300 х
X 300...500 X 700 (рис. 4.18, а). Колонны двутаврового сечения
(рис. 4.18,()) экономичнее колонн прямоугольного сечения, однако
более трудоемки в изготовлении.
Колонны из центрифугированного бетона (рис. 4.18, в, г)
обеспечивают снижение расхода стали и бетона в среднем до 30%. Это
объясняется рациональной формой поперечного сечения колонн и
повышением прочности бетона в среднем в 1,5 раза вследствие
уплотнения бетонной смеси центробежными силами. Следует
отметить, что способ центрифугирования дает возможность
механизировать и автоматизировать технологический процесс
изготовления колонн, что является дополнительным достоинством
таких изделий.
Колонны швеллерного сечения также дают возможность
наиболее полно использовать свойства высокопрочного бетона и
арматуры (рис. 4.18,е). Опыты показывают, что использование
высокопрочных бетонов в сочетании с ненапрягаемой
высокопрочной арматурой приводит к экономии бетона и стали до 30%.
127

а) ^А^ S)sso...s/k
Рис. 4.18. Колонны для зданий без мосюпых кранов (и) и с мостовыми кранами
F). а также фрагменты перспективных колонн из центрифугированного (в, г) и
вибрированною ((). е) бетоно»
Для зданий с мостовыми кранами применяют сплошные и
двухветвевые колонны с консолями (рис. 4.18, о). Размеры
поперечного сечения колонн в надкрановой части назначают из условия
размен1ения кранового оборудования. Высока сечения составляет
380 и 500 мм для крайних сплошных колонн и 600 -для средних.
Для подкрановой части сплошных колотш высота сечения
увеличивается соответсгвепно до 600 и 800 мм. Ширина сечения колонн
400 и 500 мм (большие размеры соогветствуюг шагу колонн 12 м).
Двухветвевые колюнны применяют при их высоте более 10,8 м.
Подкрановая час1Ь KOjmnn состоит из двух стоек-ветвей, соеди-
1.28

ненных между собой поперечными распорками. Расстояние между
распорками составляет л = (8...10)/;ьг, где Иьг = 250 и 300 мм —
высота сечения ветви. Высоту сечения распорки принимают равной
А, =A,5...2)/г^г- Расстояние между ветвями снаружи принимают в
зависимости от грузоподъемности мостового крана. Оно
составляет 1,0...1,9 м для крайних колонн и 1,4...2,4 м — для средних.
Поперечное сечение надкрановой части ко]юнн прямоугольное
размером 500 х 600 мм.
Центрифугированные колонны с консолями изготовляют
сборно-монолитной конструкции. Они состоят из верхнего и нижнего
(или двух нижних) стволов, соединенных между собой консолью
из монолитного бетона классов В25...В40.
Колонны всех типов армируют сварными каркасами,
продольные стержни которых из стали класса A-FFI диаметром не менее
16 мм. а поперечные — из стали классов A-I и Вр-1. При
применении высокопрочных бетонов классов В45...В60
целесообразно KOjmHHbi армировать ненапрягаемой арматурой классов
A-IV и A-V. Это позволяет уменьшить расход металла на 20...40%
и бетона до 20%.
Опытами установлено, что гибкие колонны целесообразно
изготовлять с напрягаемой арматурой классов A-IV и A-V.
Предварительное напряжение повышает жесткость и трещино-
стойкость колонн и улучшает условия транспортирования
длинных колонн. Кроме того, оно позволяет уменьшить
поперечное армирование и механизировать арматурные работы.
Поэтому по сравнению с колоннами из обычного железобетона
расход стали в таких KOjmHnax снижается до 40% и стоимость
на 10%.
Колонны могут быть изготовлены с арматурой, подвергнутой
предварительному сжатию, а не натяжению. Г1осле изготовления
KOjmHHbi бетон получает предварительные растягиваюпше
напряжения, что ведет к повышению ее несущей способности при
сжатии.
Расчет колони на внецентренное сжатие производят на усилия,
полученные из расчета рамы при невыгодных комбинациях
временных нагрузок [см. § 4.2]. Весьма часто рациональным
армированием колонн является симметричное. Расчетная длина /^
колонн одноэтажных зданий зависит от наличия связей и
мостовых кранов, конструкции подкрановых 6ajmK и числа
пролетов рамы.
Усилия в двухветвевых ко:юннах определяют упрощенным
способом. Продольные силы в ветвях колонны
Ni,, = Ni2±M^!c, D.35)
где Л' и М--расчетные усшшя по оси двухветвевой колонны;
Т1 = 1/A — yV/iV,,.) — коэффициент продольного изгиба кoJЮHHы; с
расстояние между центрами ветвей.
129
5-258

Нулевая точка эпюры изгибающих моментов находится в
середине расстояния между распорками колонны. Поэтому
изгибающий момент ветвей
M,, = 0,25G.v, D.36)
где Q поперечная сила в подкрановой части колонны; л-
расстояние между центрами распорок.
Изгибающий момент распорки равен сумме моментов ветвей в
узле и составляет
M,=0,5G,.v. D.37)
Поперечная сила распорки
Q,=Qs\c. D.38)
Если одна из ветвей окажется растянутой при Ni,^<0, то
изгибающие моменты в сжатой ветви и распорке увеличиваются в
два раза, так как поперечную силу Q колонны воспринимает лишь
сжатая ветвь.
Сборные трехшарнирные рамы. В сельскохозяйственных
производственных зданиях в качестве несущих конструкций широко
применяют трехшарнирные рамы пролетами 18 и 21 м, состоящие
из двух сборных полурам (рис. 4.19, а, б). Шаг рам 6 м при
применении железобетонных плит или стального
профилированного настила и 3 м — при наличии облегченных асбестоцементных
и стеклопластиковых плит.
Распор трехшарнирной рамы воспринимают фундаменты.
Практика строительства свидетельствует, что наиболее
пригодными для этой цели являются столбчатые фундаменты дискового
типа [см. § 5.2].
Полурамы бывают прямоугольного, таврового и двутаврового
поперечного сечения. Их изготовляют из бетона классов В20... ВЗО
и армируют сварными каркасами из стали класса A-I11. При
изготовлении полурам на специализированных заводах
целесообразно их армировать проволочной и канатной напрягаемой
армагурой. По расходу бетона и арматуры трехшарнирные рамы
более экономичны в сельскохозяйственном строительстве, чем
конструкции с железобетонными и сталежелезобетонными
фермами или со стоечно-балочной системой.
При двускатных рамах полуригели и колонны испытывают
внецентренное сжатие. Оптимальное соотношение между
изгибающими моментами и нормальными силами в сечениях элементов
рамы может быть получено путем изменения угла наклона
ригеля о(. Поэтому при подборе данного угла учитывают не
только вид кровли и климатические условия местности, но и
распределение усилий в конструкции.
Усилия рамы определяют для двух случаев загружения с
учетом постоянной g, ветровой w и снеговой л- нагрузок. В первом
случае принимают нагрузку от снега на обеих полурамах, а во
130

<").
\\\\\\\\\\\if MHitTTT^ 850^
JH ИНИН >ТИHIНГ^'' ' ^*
Рис. 4.19. Расчетная схема трехшарнирнои рамы при двух вариантах снеговой
нагрузки (а) и сборная ее полурама (о); эпюра изгибаюпшх моментов (в) и
армирование узлов монолитной рамы:
I - сварные каркасы; 2 дополнительные продольные стержни; 3 — допо;п1Ительные
хомуты
втором- на одну иолураму. Вертикальные составляющие
опорных реакций определяют из условий равенства нулю суммы
моментов всех сил ХЛ/^ = 0 и ХЛ/в = 0. Распор рамы Я
рассчитывают из условия равенства нулю суммы моментов всех сил
полурамы относительно замкового шарнира 1.М^ = 0.
Монолитные железобетонные рамы. Конструктивное решение
однопролетных и многопролетных рам из монолитного
железобетона зависит от их назначения.
При небольшом количестве рам или при отсутствии
возможности применять типовые конструкции, например, при реконструк-
131

ции и расширении эксплуатируемых здании, применяют
монолитные рамы с прямолинейными и ;юмаными ригелями (рис. 4.19,6).
Рамы с криволинейными ригелями используют в качестве
диафрагм коротких обо;ючек [см. § 6.6]. В таких рамах верх колонн
соединяют затяжками, позволяющими уменьшить изгибающие
моменты в ригелях и стойках.
Стойки монолитных рам соединяют с фундаментами жестко
или шарнирно. Жесткое соединение позволяет снижать
изгибающие моменты в стойках и ригелях, поэтому элементы рам
оказываются гибкими и экономичными. Однако фундаменты рам
подвергаются внецентренному сжатию и требуют перерасхода
бетона и арматуры, особенно находящиеся в слабых грунтах.
В таких случаях применяют шарнирное соединение стоек с
фундаментами.
Ригели монолитных рам армируют как неразрезные балки или
как балку, защемленную на опорах. Однако конструирование
узлов монолитных рам имеег свои особенности. Их конструкция
должна гарантирова гь расчетную жесткость соединений ригелей со
стойками после образования трещин в бетоне, а также быть
простой и удобной для производства работ.
Углы примыкания ригеля к крайней стойке армируюг с учетом
величины изгибающего момента. В сжатой зоне узла возникают
значительные местные напряжения, поэтому нижнюю грань ригеля
в зоне узла выпо.тняют со скосом-вутом. Сжагую арматуру ригеля
и стойки заводят в глубь узла, а вут армируют допо.тнительными
продольными стержнями и хомутами. Такая конструкция узла
необходима при эксцен гриси гетах приложения продольной силы
ригеля ео>0,5/г, где /г—высота ригеля без вута. Ана.югично
армируют узлы примыкания ригелей к средним стойкам рамы. На
концах гладких продольных стержней должны быгь устроены
крюки.
Коньковые узлы монолитных рам конструируют в зависимости
от величин угла сопряжения О и изгибающего момента. При угле 8
меньше 160 не допускается укладывать растянутые цельные
стержни внизу. Для обеспечения сопротивления отрыву ;юманых
ригелей в зоне излома ставят дополнительную поперечную
арматуру, площадь сечения которой определяют расчетом.
Растянутые и сжатые арматурные стержни ригеля и ко;юнны
должны быть надежно заанкерованы в смежном элементе узла с
учетом необходимой длины зоны анкеровки /а„. При этом
растянутые стержни обязательно анкерируюг в сжатом бетоне.
Если длина зоны анкеровки оказывается недостаточной, го на
концах стержней приваривают коротыши или П1айбы.

5
ГЛАВА
Конструкции
фундаментов
5.1
Общие сведения о фундаментах
Типы фундаментов. Конструкция фундаментов
должна обеспечивать прочность, жесткость и надежность здания и;ш
сооружения. По конструктивному решению и характеру передачи
нагрузки на основание фундаменты подразделяют на три группы:
фундаменты неглубокого (мелкого) за;южения, фундаменты
глубокого за;южения и свайные фундаменты.
Фундаментами неглубокого залоэ1сения называют фундаменты,
возводимые в открытых траншеях и котлованах (рис. 5.1). Такие
фундаменты являются наиболее распространенными в
промышленном и гражданском строительстве. Они передаю i нагрузку на
основание только по подошве и подразделяются на отдельные,
ленточные и см;юшные.
Отдельные фундаменты устраивают под колоннами при
больших расстояниях между ними. Ленточные применяют
для сген, а также при слабых или неоднород1плх rpyirrax
и 6ojTbniHx нагрузках от ко;юнн. Сплошные целесообразно
применять для высотных каркасных зданий и сооружений башенного
типа.
133

^) м
Рис. 5.1. Фундаменты (/) неглубокого
(мелкого) заложения:
а отдельный ступенчатый под колонны B);
о отдельный дисковый; в ленточный под
стены C); .'—ленточный под колонны B)
Рис. 5.2. Фундаменты глубокою заложения
в ви;1е буронабивного столба (а) и опускного
колодца (б):
I фундамент; 2 стальная оболочка-нож
Фундаменты глубокого зало.же1шя (рис. 5.2) устраивают
комплектами специального оборудования, позволяющего резко
сократить объем земляных работ. Они передают нагрузку на основание
как по подошве, так и по боковой поверхности из-за
возникновения здесь сил трения. Такие фундаменты применяют также для
устройства заглубленных помещений, в том числе на застроенных
площадках и в тяже.чых грунтовых условиях.
Свайные фундаменты устраивают в слабом грунте путем опи-
рания подошвы на забивных или набивных, т. е. изготовленных
непосредственно в грунте, сваях (рис. 5.3). Нагрузку от колонны
или стены на сваях передают через железобетонный ростверк.
Следует отметить, что короткие сваи длиной до 4... 6 м технически
обоснованно и экономически выгодно применять на объектах
массового строительства. Применение свайных фундаментов в
промышленном строительстве позволяет устроить коммуникации
и технологические тоннели после возведения зданий и сооружений.
Глубина зало:мсения фундаментов зависит от геологических и
гидрогеологических условий строительной площадки, а также
климатических особенностей района, назначения здания, наличия
подвалов и подземных коммуникаций и т. д. Минимальную
глубину заложения фундаментов во всех природных грунтах, за
исключением скальных пород, принимают не менее 500 мм от
поверхности планировки или полов.
Разность отметок заложе1шя соседних фундаментов (рис. 5.4)
не должна превышать величины
134

Рис. 5.3. Свайный фу1|;1амепт:
t свая: 2 ростверк; 3
колонна
д,т
Рис. 5.4. Схема заложения еоеедпих фу1ыа-
мептов па различной глубине
Mf = a{g^. E.1)
Здесь
tg\> = tg9 + c-//?^_„, E.2)
где ф угол внутреннего трения грунта; с -~ удельное сцепление
грунта; р^^ — среднее давление на основание под подошвой
вышерасио}10женного фундамента. В других случаях
предусматривают устройство шпунтовой стены.
Под фундаменты неглубокого заложения рекомендуют
устраивать бетонную подготовку из бетона класса В3,5. Fe толщину
определяют в зависимости от грунтовых условий и методов
производства работ, однако во всех случаях не менее 100 мм. Тип,
размеры и армирование фундаментов выбирают с учетом
размеров здания или сооружения, конструктивной схемы верхнего
строения, величины и характера нагрузок, гидрогеологических
грунтовых условий, несущей способности основания и т.д. При
этом учитывают расход бетона и арматуры, а также трудоемкость
и энергоемкость. Конструкция фундаментов должна быть
обоснована опытом строительства и производственными возможностями
строительной организации.
При сопоставлении вариантных, решений фундаментов следует
учитывать влияние конструкции фундамента на верхнее строение
здания или сооружения, а также продолжительность, сезонность и
трудоемкость строительства, приведенные капитальные вложения
и их экономическую эффективность.
Особенности расчета фундаментов по методу предельных
состояний. Расчет основания по деформация.м. а также подбор
размеров подошвы фундаментов производят на основное сочета-
11ие нагрузок при коэффициентах надежности по нагрузкам У/^=1.
Расчет основания по несущей способности производят в тех

случаях, когда фундамент расположен на броьке откоса, вблизи
крутоиадаюп1его слоя грунта и г. п. Размеры подоншы
фундаментов, опертых на скальные основания, назначают из расчета
последних по несуи1ей способности.
Уси.тя в фундаментах и основанн.чх рекомендуют определять
расчетом из условия совместной работы надфундамент1юй
конструкции, фундамента и основания. При оценке очертания )мюры
контактных давлений по иодоп1ве фундамента следует учтывагь
неоднородность основания, а также неупругие деформации грунта
и железобетона. Если совместная рабога основания с фундамен-
гом не учитывается, например при проектировании отде.тьных
фундаментов, то основание принимают в виде линейно
деформированного полупространства или слоя.
Расчетом основания но деформациям определяют как размеры
1ЮДОН1ВЫ фундаментов, так и их осадки или крены. Однако расчет
основания по деформациям обычно не требуется, если
интенсивность давления на грунт вызывает развитие зон пластических
деформаций па глубину, не превышающую четверти пшрины
подошвы фундамента. Данной ингенсивности давления соогвстст-
вует расчетное сопротивление основания R^.
R,i зависит не только от физико-механических свойств грунта,
но также от ширины фундамента и глубины его за.тожения.
Поэтому сопротивление основания /?,, не извесгно заранее.
Предварителыюс онределение размеров подошвы фундаментов
производят с применением усювно.^о сопроптвлашя основания /?,,,.
Оно характеризует прсдс.тьное лав.1снис на грунт 1юд подошвой
фундамента шириной 1 м и глубиной 2 м. Окончательные размеры
фундаментов определяют послеловатсльными приближениями с
учегом расчетного сопротивления /?,,. Для сплошных фундаментов
R^ определяют прямым расчетом.
Расчет фундаментов по прочноспт па изгио и на продав.твиние
производят в соответствии с указаниями норм проектирования
бетонных и железобетонных конструкций с учетом коэффициентов
надежности но нагрузкам у^>1.
К трещиностоикости же.тезобстонных фундаментов (при
отсутствии специа.тьных обоснований) предъявляют требования
.^-й категории и допускают ограниченное по пшрине
кратковременное и Д.ТИТс.тьпое-раскрытие трсшин. Фундаменты относятся к
с.табоармированным конструкциям, поэтому их расчет но
раскрытию норма.тьных трснш;! производят с учетом работы растянутого
бетона над трсшп[юй.
Расчет иа продавлинание. а также определение арматуры
фундаментной плиты и П1ирины раскрытия трещин выпо.шяюг без
учета веса фундаме1Т1а, грунта и полезной нагрузки на его обрез.
Таким образом учитывается 10.п>ко та доля реактивного давления,
которой вызываются усшшя в фундаментах. Собственный вес
ленточных и сн^юнин^к фундаментов допускается не учитывать.

если основание состоит
коэффициентом 0.5 при
полностью в случае наличия
из песчаных грунтов, принимать с
ишнистом основании и учитывать
слабого основания.
5.2 Отдельные фундаменты
мелкого заложения
Конструкция отдельных фундаментов. Огдельные фун-
ламеты выполняю г, как правило, из железобетона.
Фундаментную плигу конструирую! сгупепчатой или пирамидальной.
Моио.штпыс отдельные фундаменты применяют под
монолитные (рис. 5.5,«, 6) или сборные (рис. 5.6) колонны. Ступенчатые
фуидаменгы имеют одну ступень при высоте /г^^450 мм, две
ступени при /г^ = 500...900 мм и три ступени при /г^>900мм.
Высоту ступеней принимают кратными 50 мм, их размеры в
плане кратными 100 мм. gepx фундамента принимают в уровне
верха фунламсшной балки njui на 50 мм ниже полов. При наличии
сборных железобеюнных плп стальных ко.чонп данное расстояние
сосгавляет соотвстстве1пю 150 или 100 мм.
Фундаменты возводят из тяжелого бегона класса не ниже
В 12,5. Их подошвы армирую г унифицированными сварными или
а)
гг?
у/ У/У /// /^у///
S
(г.-:.^
V yk у//
г- <Ы2
'Уг:-
, '^■It t k t tit*'
ЩИЙ^
н
«:>,
41
^^
w
■^
«
«
iX
/
^ ФЮ
'
-H—
f
It*
_L_
1
—^
\
fe'
&
^;
K^.
■•СЫ
'
Moiio.iHiiibic (livn.iaMciui.i моио.иниых колонн:
uoiiiiii. 2 lui.iko. loiiiiiiK. .i' cixik-ii'iJibiii ф\нламси1: 4
ч'гониряиаиня; '> оскишая поличоикл
иолшива фуиламсша;

вязаными сетками из сгали классов Л-111 и A-II. Диаметр
сгержней сегок принимаю г не менее 10 мм. Если длина сегок
превышаег 3 м, то минимальный диамегр сгержней 12 мм. Шаг
рабочи.ч сгержней сосгавляег от 100 до 200 мм. Загцитный спой
бегона до армагуры сосгавляег 35 или 70 мм соогвегсгвенно при
наличии и огсутствии бегонной подготовки.
Продольные сгержии монолигиых козюнн соединяют с арма-
гурными выпусками фундаменга дуговой сваркой или внахлестку
при шаге хомугов в зоне сгыка, равном 100 мм.
Огдельные фундаменты под сборные козюнны конструирую г со
сгаканной частью. Глубина стакана на 50 мм больше длины
заделки кoJЮHны. Зазоры между кoJюннoй и стенками стакана
должно быть 50 мм понизу и 75 мм поверху. При монгаже кoJЮHн
зазоры за1юзи1яюг мелкозернистым бегоном класса не ниже BI5.
Эгим обеспечивается монолигность стыка кoJЮHны с фундамен-
гом (рис. 5.6).
Толщина стенок стакана t поверху должна быгь не менее
200 мм. Глубину заделки колонн 4 принимают с учетом
анкеровки их продольной армагуры. Поэтому при классе бетона
фундаменга ^ BI5 и ^В20 глубина 4 должна быть не менее
соогветственно 30 и 25^ где d диамегр армагурьг Кроме гого,
для глубины заделки колонн d^ и голщины стенки t соблюдают
конструктивные гребования:
d,^li, и t^hJS при eo( = MIN)^2li,.
d^.'^\,4h^ и t'^h^.13 при l'q
где /г^ -высота поперечного сечения внеценгренно сжатой ко-
:юнны.
При необходимости углубления фундамента иногда приходигся
устраивагь подколонники (рис. 5.5,о и 5.6,6, в). Их конструируют
по правилам, предъявляемым для козюнн с повышенной голщиной
защитною CJЮя армагуры. Для снижения расхода бегона
рекомендую г обычный стык кoJЮHны с пoдкoJЮHникoм (рис. 5.6,6).
Однако в эгом случае требуется для фундаменга бегон
повышенного класса.
Сборные отдельные фундаменты изготовляют из бегона класса
не ниже BI5 (рис. 5.7). Сборные фундаменты целесообразно
выпози1Ять из монтажных бJЮKoв. Размеры сборных элементов
фундаменгов являюгся крагными 200 мм. Применение сборных
бJЮK-пoдyшeк и сборного стакана даег возможносгь укладывагь
фундаменгы в cJЮжныx грунговых и агмосферных усзювиях.
Расчет размеров подошвы фундамента. Размеры подошвы
ступенчатого фундамента оирсделяюг из расчега основания по
деформациям. Эпюра давления на основание по подопше
фундаменга за виси г о г его жесгкосги, сжи.маемости грунга и других
факторов. В расчегах принимают линейное распределение
давления р^.
138
E.3)

I'uc. .5.6. Монолитные фундаменты сборных колонн при отсутствии (а) и наличии
F. (?) подколониика;
I колонна: 2- подколонник: 3 фундамент; 4 нодошва фундамента; 5 стакан;
6 -С1ЫК
* 7i-r
WOO... WO О
I'uc. 5.7. Сборные фундаменты сборных колонн при отсутствии (а) и наличии F)
подколониика;
/ колонна; 2 - нодко.юнник; .? -фундаментная нлита; 4- б.юк-нодушка; 5 стакан
Если колонны подвергаются внецентренному сжатию при
наличии лишь случайных гжсцентрисигетов, го размеры подошвы
фунда.меита определяю г из ус^ювия, что среднее давление по
подошве Pg ^ не должно иревьпиа гь расчегного сопротивления
основания л^, т. е. из ycJЮвия
p^_^ = NIAf^R^. E.4)
Здесь суммарная продольная сила
N=N./yf,„ + {y„df + v)hl, E.5)
где N^- -усилие в кН в колонне от расчетной нагрузки: у^^ -ус-
редР1ершый ко:)ффицие1гг перегрузки; у^*20 кН/м-'— средний
удельный вес бетона и грунта, лежащего на обрез фундамента;
df- глубина зaJЮжeния фунда.меита; v- полезная нормативная
нагрузка на обрезе фундамента; h и I -размеры подошвы
фундамента в плане; Ay = hl -площадь подошвы.
139

Pwr. 5,(*;. Схемы для расчета рачмеров симметричною (а) и несимметричною F)
ступенчатого фундимента. а также дискового (в) фун.шмента
Если колонны подвергаются внеценгренному сжатию
(рис. 5.8, а), го размеры подошвы фундаменгов определяю г с
учетом трапециевидной эпюры давления на основание при
соблюдении условий:
P„.,r,.. = N^JAf + M/Wf^\.2R,,
■N^JAf-MIWf^Q.
E.6)
E.7)
E.8)
Здесь продольная сила
Nr..MNc + G)lyf_^ + {yJf + v)hL
где G нагрузка на фундаменг о г стены {N^-^„ при г = 0);
изгибающий моменг, где М^ и Q^ - усшшя в козюнне на уровне
верха фундаменга; hf -- высога фундаменга; е— полусумма гол-
щины стены и высогы сечения козюнны; Wf -моменг
сопротивления подошвы фундаменга.
Для фундаменгов ко.юнн зданий, оборудованных мостовыми
кранами грузоподъемностью 750 кН и больше, а также при
слабых грунгах, для когорых расчегное сопротивление /?^<150кПа,
гребуюг соб.подагь усзювие Ay,min//'9,max^0'25. При косом сжагии
140

^;
s]
'4':s\
Ttr
/V.
''П|ф|'Н?7
I Г 1
'^mi.n
f 1 1 t 1 1 1 1 1 111 Д?
'^moA
ajjjjjjjjj]
4Г
m
2^^
7;
/.
77
Л/С. 5.9. Схемы обраювания грани 12 3 4 пира.миды продавливапия при
действии жсидуатацибнмых (я) и монтажных {6) нагруюк
фундамента, кроме соб:нодения условий E.6), давление на грунт в
угловой точке не должно превьппать 1,5^^. Для фундаментов
бескрановых зданий допускают треугольную эпюру давления с
нулевой ординатой па расстоянии не более '/^ длины их подотвы
(рис. 5.8, а).
Размеры подошвы дискового фундамента (рис. 5.8, в),
воспринимающего вертикальную нагрузку и распор трехшарнирной рамы
(см. рис. 4.19, а), вычисляют из выражения
F^R^pc + R^A^. E.9)
Здесь R^ расчетное сопротивление грунта основания на боковых
поверхностях фундамента ниже глубины промерзания грунта
п:ющадью А^.
Расчет фундамента на продавливание. Данным расчетом
определяют необходимую высогу сгупенеи, а гакже голщину дна
стакана.
В жсплуатационной стадии (рис. 5.9, а) максимальное и
минимальное реактивное давление на фундаментную плиту
составляют
= {N, + G)lAj. + (М, + а/'г + Ge)j W^.
E.10).
Зная опюру давления па основание, нетрудно рассчитать величину
продавливающей силы F, действующей в центре площадки /Ij,.
141

Среднее арифметическое пшрины трани пирамиды продавливания
h„ = h, + ho.
Расчет фундамента на продавливание производят из условия
F^R,,bJi^ = R,,{hJi^ + hi). E.11)
Отсюда вычисляют рабочую высоту фундамента Лд. Ана.,10гично
проверяют высоту ступеней фундамента.
В монтажной стадии (рис. 5.9,6) расчет на продавливание
производят из условия
F^^Rb,(h,^to + ii), E.12)
где ?о — рабочая толщина дна стакана. Силу F вычисляют с
учетом реактивных давлений на фундамент
Р =NJAf + MJWf, E.13)
max
min
где N^ И М„—усилия в колонне в монтажной стадии.
Кроме тою, проверяют прочность бетона фундамента под
торцом колонны на местное сжатие.
Расчет арматуры фундаментной плиты. Под действием
реактивною давления основания ступени фундаментной плиты работают
под нагрузкой как консоли. Их расчетными сечениями являются
/ /, 2—2 и i- 3 (рис. 5.10). В этих сечениях действуют
изгибающие моменты
M^ = baj{2p^,^+p^)lb. E.14)
где а^ и pj~ параметры /-го сечения. Тогда требуемая площадь
сечения арматуры подошвы
/(,,. = M^l{R,z^) % М;/(/?,0,9/го,.), E.15)
где Mj изгибаюншй момент по E.14).
Следует иметь в виду, что при конструировании арматурной
сетки учитывают результаты расчета всех сечений фундаментной
плиты. В направлении меньшей стороны подопшы площадь
сечения арматуры определяют с учетом среднего значения
реактивного давления основания p^ = (N^. + G)IAj- и уменьшенной
рабочей высоты ступеней из-за расположения стержней во втором
ряду.
Расчет арматуры стаканной части фундамента. Продольная и
поперечная арматура стакана должна обеспечить надежную
совместную работу сборной колонны и фундамента. Сечение
продольной арматуры стакана определяется как для внецентренио
сжатого элемента в сечениях 4—4 ц 5 5 (рис. 5.10). Поскольку
при этом учитывают ослабление подколоника гнездом колонны,
коробчатое поперечное сечение стакана приводят к тавровому.
Расчетные усилия вычисляют из выражений
M = M, + Q^.z + (k\ E.16)
142

N = N, + G + G
f-
E.17)
ь ,
л
max
mm
где : расстояние от верха
фундамента до расчетного
сечения; G fiaipysKa на
фундамент от стены; Gr
вес фундамента высотой г.
Поперечную арматуру
стакана ставят или
конструктивно, и;1И по расчету.
Стакан армируют
конструктивно, если эксцентриситет
eQ = MJN, не более /;,./6, где
/;,. высота поперечного
сечения колонны.
Конструктивное армирование
принимается также в тех случаях,
когда толщина стенок
стакана по верху более 200 мм
и более 0,75 глубины
стакана d^. или более 0,75 высоты
верхней ступени (при глубине стакана больней, чем высота
подколонника). В других случаях площадь сечения поперечной
арматуры стакана определяют из условий равновесия вненпшх и
внутренних сил при повороте колонны относительно точек К и М
(рис. 5.10).
Если эксцентриситет Cq^MJN^. находится в пределах от /;,.'6 до
/г,./2, то расчетным сечением является 6 6. Тогда площадь сечения
поперечной арматуры стакана вычисляют из условия
Pi
Рис. 5.10. К определению армагуры
фундаментной плиты и с тканной части
фундамента
х.
E.18)
При -зксцентриситете е^{ = MjN^.)>hQl2 расчетным сечением
7 7. В данном случае площадь сечения поперечной
принимается
арматуры
^|]^/?,,//,.-^м,+ех-лл/2.
E.19)
5.3
Ленточные фундаменты
Фундаменты под сплошные стены. Фундаменты под
стены выполняют в основном сборными, в виде параллельных и
пересекаюощхся лент, состоящих из железобетонных б.чоков-тюду-
тек и бетонных стеновых блоков (рис. 5.11.а).
Блоки-подутки могут быть сплошные, ребристые и пустотные,
изготовленные из бетона класса В15. 4anie всего применяют
и.ч

й) 300-,1*00,500,600
т^Ж
Рис. 5.и. Сборные (а) и моно.'жшыс {о, «) .ici'точные фундамснгы пол cn.ioniiibivin
стенами:
/ фуиламсншын бсюиный о.юк; 2 >KC-n;4<K)cioimbiii 6.ioK-iio,i>iuK-a; j моло.шшын
желообсюипый фуиллмсш: 4 Сигичтьт фуиламеш
блоки-нодун1ки трапециевидного профиля. По низу их армируют
сеткой. Блоки-иодушки укладывают вдоль стены вплотную или с
зазором. Прерывистые ленточные фундаменты применяют на
твердых грунтах, нозволяюншх создать арочный эффект и
распределять давление блока-подун1ки.
Длина блока-подуп1КИ / состав.ляет 2380 и 1180 мм, ншрина h
является кратной 200 мм. Ширина
h = y.Nl[l,{R^-y„,d^)l E.20)
где у. = 0,7...0,9 коэффициент, учшьшающий арочный эффект
прерывистого фундамент а; Л нагрузка, приходящаяся на л.тину
/„ С1епы; /() рассюяние между центрами б.юков-иолун]ек; v^
средний удельный вес оегона и rpyirra. .тежатего на обрезе
полушки; ^/^ глубина за.южения фундамснга.
ПJЮ!цaдь сечения рабочей арма1уры нодупжи определяют тю
E.15).
Для зданий и сооружений на с.чабых грунтах
рекомендуют монолитные ленточные фундаменты (рис. 5.\\,6). Р.сли строи-
TCjibCTBo ведется на 1верлых или равномерно сжимаемых грун-
гах. го допускаю г прнменя1Ь для фундаменгов мелкие бегон-
ные блоки и камни, природные камни, бутобеюн н неарми-
рованный бетон (рис. 5.1 1.«). При яом следуег соблюдать
отношение их уширения ( к высоте /;^. Предельный угол фундамента
с( = 50...65 зависи! от нрочпосш материала и реактивного дав-
.тения грунга.
Подвальные стены. Cicnbi нолва.юв зданий или сооружений
рекомендуют выно.чнять из крупных сборных блоков. Кроме юго.
допускают применять кладки из бетонных и природных камней
толнптной не менее 500 мм. в юм числе с кирпичной облицовкой,
а и1кже из монолитного бетона толщиной не менее 350 мм. Во
144

всех случаях толщина стены
первого этажа здания не
должна превышать толщину
фундаментной стены более чем на
200 мм.
Подвальные стены
защищаю! ог увлажнения со сгоро-
ны фундаментов,
примыкающих грогуаров и огмосгок
усгройсгвом
гидроизоляционного слоя. Такой слой
устраивают также ниже пола
подвала.
Подвальную стену рассчитываю г как балку с двумя ншрнирны-
ми опорами (рис. 5.12). Учитывают внецентренно приложенные
Рис. 5.12. Расчетная схема подвальной
С1С11Ы и )П1оры и'яибаюншх моментов М
и продо.чьных сил Л'
вертикальные силы
лежащей сгены и
грунговой воды р^..
поверхность земли
расчета нагрузку
высотой
A'l и Л'з or нагрузки соогвегственно выше
перекрытия, боковое давление грунга р^ и
а также временную нагрузку г=10кПа на
вблизи подвальной стены. Для удобства
/■ заменяют эквивалентным слоем rpyina
E.21)
где 1.3 - ко;)ффицие1гг надежности по временной нагрузке; 7^ =
==Р«Я"-удельный вес грунта.
С учетом элементарной теории Кулона максимальное давле1ше
грунта на стену подвала
/'9..n.x = 7/^/«(/'.+/'n.d)tg'D5' -ф;2). E.22)
где у^ коэффициент надежности 1Ю давлению rpyirra; /
расчетная длина стены; ф угол внутреннего трения грунта.
Если толщина подвальной стены меньше, чем стены первого
этажа, или грань подвальной сгены отодвинута по отношению
грани опирающейся на нее стены, то в расчетах учитывают
случайный жсценгрисите! приложения продольной силы /V,,
равный ('„,=4 см. В других слумая.х жсцснтриситет t^„,. = 2 см,
направленный в сторону наружной 1Юверхности стены.
Расчет подвальной стены па несущую способность производят
как вмеценгренно сжатою элемента, а ее подушки —как
ленточного фундамента под сгены.
Конструкция ленточных фундаментов под колонны. Такие
фундаменты выполняют моно.типюго железобетона в виде
перекрестных лент под зданием (рис. 5.13. с/) или в виде .тенты тюд
ряды колони. Их выполняют из бетона класса не ниже В15.
Ширину ребра фундамента h принимают исходя из размеров
сечения ko.toihi. В зоне С1акащ10й части фундамента сборных
колонн устраивают местные уншрения ребра. Высоту ребра hj-
145

I)
mm
НШПШ
a!
шт^шш±Шшу//////Шш
Рис. 5.13. Монолитные ленточные фундаменты под колонны ((/) и их армирование
(б), а также расчетные схемы фундаменюв' под ко;1онны каркаса (в) и ряд
колонн (,■)
назначаю!' из ус:ювия обеспечения жесгкосги лен10Ч1ЮГ0
фундамента. Фундаменг счигают жесгким. если его осадка в огдельных
зонах отличается не более чем '/Юоо расстояния между осями
колонн.
Ширину ПОДОН1ВЫ hj- и высоту полки lij-j- ленточного
фундамента определяю!- !io !1равилам расчета огдельных фундаменгов.
Ширину hj- !1ринима10г из расчеча фундаменга !io деформациям
основания, а высоту /'^/- из расчета полки на нродавливание, гак
как срезывающие на!!ряжения от реактивного давления основа!!Ия
должны быгь воспринягы бег01юм без поперечной арматуры. При
Неб0ЛЬ!1!ИХ вылетах толщину !10ЛКИ !1рИНИМаЮТ !10С!0ЯНН0Й.
Ребра фундаментов армируют сварними или вязаними
каркасами с нижней и верхней рабочей !1родолы!Ой арматурой класса
A-I11 (рис. 5.13,0). В случае ограничения !1!ирины раскрытия
трещин !1ринима!от арматуру к.часса А-11. Количество каркасов
ДОЛЖ1Ю быть не менее двух !1ри !1!ирине ребра /?<400 мм, не менее
146

трех при 400 мм</?^800 мм и не менее четырех при /?>800 мм.
В связи с те.м, что для ленточных фундаментов принимают бетон
на крупных заполнителях, расстояния между каркасами должны
быть не менее 100 мм.
Площадь сечения продольной и 1КI1срсчной ^йрматуры ребер
фундамента определяют расчето\;. Однако во всех случаях
коэффициент продольно: о армирозанпя дс.тжсн быть не менее
0,2...0,4%. Шаг поперечных стержней принима!'гг не 6ojiee 20с/для
сварных и 15с/ для вязаных каркасоз, где с/^14мм—диаметр
продольных стержней.
Полку ленточного фундамента армируют сечками из арматуры
класса А-1. При вылсгах полки а более 750 мм рекомендуют
по.товину рабочих стержней стенки не доводить до края на
расстоянии с = 0.5 с/ ?.0с/, где с/ диаметр рабочей арматуры
сетки.
Расчет ленточных фундаментов по i кололиы. Работа
нагруженных ленточных фундаментов каркасных зданий и сооружений
носит сложный характер. Поэтому их рассчитывают на ЭВМ с
учегом совмесгных де(|)ормаций фупдаменга и основания, жесгко-
сти надфундамен гного строения, а также нелинейности
деформирования железобстон1НмХ конструкций и основания (нелинейная
постановка задачи).
Программы расчета на ЭВМ разрабатывают с применением
расчетной схемы основания, подчиняющейся гипотезе переменного
периметра жесткости, наиболее удобную для математической
реализации расчетных предпосылок. Переменный параметр
жесткости основания /(.V. ri в МН/м'' является ана.тогичным по
смыслу винклеровскому коэффиниснгу посгели. Его определяют
по формуле
y.(.v, v)=/^(.v,i|.v(.v,r). E.23)
где р(.х, у) реакгивное давление на рассматриваемом участке с
координатами .v и г; ,v(.v. _v) осадка фундамента на данном
участке.
Совместный расчет ленточного фундамента на сжимаемом
основании и рамного каркаса здания или сооружения выполняют
путем приведения каркаса и фундамента к единой стержневой
системе. Усилия в такой пространственной стержневой системе
определяют методом нереметений строительной механики. При
этом в каждый узел систем1>1 изодится 6 связей, соответствующих
всем степеням своботы точек. Для уз.тов фундаментной части
системы число связей равно 3.
При расчете фундаментов с учетом жесткости надфундамент-
ной конструкции целесообразно применять метод конечных
члементов. Д.гя упроии'ии.ч статического расчета на ЭВМ
рекомендуют: приб.чиженнын уч';т иеунругих деформаций основания,
фундамента и карк-асч: расчет фундамента в предположении
147

линейно упругого деформирования железобетонных конструкций и
основания (линейная постановка задачи) с использованием
принципа независимости действия сил; раздельный расчет основания,
ленточного фундамента па сжимаемом основании и надфунда-
ментного каркаса, г. е. расчет ленточного фундаменга как сисгемы
перекрестных балок на упругом или упругопластическом
основании (рис. 5.13, в).
Предварительное определение размеров ленгочных
фундаментов производят с учетом требований условий E.6).
При небольших расстояниях между колоннами фундамент под
ряды колонн можно считать абсолютно жестким (рис. 5.13. <').
В данном случае принимают трапециевидную эпюру давления на
основание. Ширину подошвы фундамента определяют из ус;ювий
E.6) с учетом усилий
N = 'LN,lyf,,„ + y^dfhfL, E.24)
М = ЕМ,. + /г^Ее;/у^,„, E.25)
^Д^ If.m усредненный коэффициент перегрузки; у„,^20кН/м-'
средний удельный вес бе гона и грунта на обрезе фундаменга;
dj- — глубина заложения фундамента; hj-, L и hj- размеры
фундамента.
Усилия в нормальном сечении ленточного фундамента
определяют с учетом реактивного давления основания на фундамеш,
вызываемого усилиями каркаса М,-, Q,- и Л/,- при коэффициентах
надежности по нагрузкам У/>1. Тогда изгибающий моменг и
поперечная сила, возникающие в фундаменте, соответствепно
составят
М=/1Л-> + Ем,. + Л^^а-1^,«^ E.26)
Q = A^b,-Y^N, E.27)
Здесь Ар -площадь эпюры реактивного давления основания с
одной стороны расчетного сечения; г^ расстояние от центра
эпюры давления до расчетного сечения (рис. 5.13, <'),
5.4 Сплошные фундаменты
Конструирование сплошных фундаментов. Сплошные
фундаменты устраивают при значительных нагрузках верхнего
строения здания и сооружения (например, силосного корпуса) или
при слабых грунтах. Минимальная глубина заложения таких
фундаментов й?у^;„ = 2,5 м.
Выбор типа сплошных фунда1Лентов производят с учеюм
конструктивной схемы верхнего строения, характера нагрузок и
механических свойств основания. При больншх расстояниях между
колоннами требуемая жесткость сплоншого фундамента досги-
гается устройством коробчатых и ребристых фундаментных плит
(рис. 5.14, а). Плоскую плиту (рис. 5.14, в) рекомендуют применять
148

I >9000
Рис. 5.14. Конструкция сплошных ребристых (а) и плоских плитных (б. в)
фундаментов, а также эпюр изгибающих моментов (,>. д):
I нелинейный расчет с учетом жес1кс)С1и верхнею стртения; 2 то же, без учета
жесткости верхнего строения; 3 -линейный расчет с учетом жесткости верхнею строения:
4 то же, без учета жесткости верхнею строения
цри небольших расстояниях между колоннами и продольных
силах колонн не более 10 МН.
Монолитные колонны опирают на фундаментную плиту через
уширения 1Ю типу капителей, применяемых в безбалочных
перекрытиях (рис. 5.14,6). Сборные колонны защемляют в стакан-
1ЮЙ части фундаментной плиты (рис. 5.14, в). Фундаменты
возводят из бетона класс»! не ниже В15. В одном направлении их
армируют вертикальными сварными сетками, а в другом
-горизонтальными сварными сетками или отдельными стержнями.
Рабочие стержни диаметром не менее 14 мм из арматуры класса
A-III, конструктивные (распределительные и монтажные) класса
A-I. Минимальный процент армирования 0,1 и 0,15% при
применении бетона классов соответственно В]5 и более.
Расстояние между осями стержней принимают не менее 300 мм.
Ребра сплошных ребристых фундаментов армируют сварными
или вязаными каркасами по принципу армирования ленточных
фундаментов.
Расчет сплошных фундаментов. Статический расчет ребристых и
плоских сплоишых фундаментов выполняют на ЭВМ с учетом
переменного коэффициента жесткости по E.23). В зависимости от
сложности решаемых задач применяют удобные для реализации
149

на ЭВМ численные меюды (конечных элементов,
конечно-разностный, вариационно-разнос! ный).
Усилия в фундаменте и деформации основания рекомендуют
определять из условий нелинейного расчета при совместной
работе верхнего строения, фундамента и основания. При этом
учитывают неоднород1Юсть основания по глубине и в плане,
неупругие деформации бетона, арматуры и основания, наличие
трещин в бетоне конструкций и касательных напряжений,
возникающих между фундаментом и основанием.
Для упрощения задачи применяют раздельный расчет
основания, фундамента и верхнего строения с использованием метода
итерации. Кроме того, неуиругие деформации основания и
конструкций учитываю! приближенными методами или ими
пренебрегают (линейная постановка задачи).
Так как фундаментная плита деформируется совместно с
верхним строением здания или сооружения, то продольные силы в
колоннах не распределяются в соответствии с грузовыми
площадками, приходящимися на каждую колонну (рис. 5.14, г). Более
нагруженными могут оказагься колонны по периметру фундамента,
хотя их грузовая площадь меньше, чем колонн в средней части
плиты. Поэтому расчет нлигы без учета влияния жесткости верхнего
строения приводит к завышенным значениям изгибающих
моментов в центре плиты и заниженным — в ее крайних зонах.
Жесткое верхнее строение уменьшает неравномерность осадок
фундаментной плиты и реактивного давления основания. Это
приводит к более равномерным изгибающим моментам в зонах
опирания колонн. Максимальные значения изгибающих моментов
снижаются на 30...60% (рис. 5,14, г).
Толщину плоской фундаментной плиты определяют из условия
прочности на продав.мшание бетона базами колонн при
отсутствии поперечной арматуры. Площадь сечения арматуры
фундаментной плиты можно также определить по кинематическому
методу теории предельного равновесия (см, 1.6).
5.5 Фундаменты глубокого заложения
Принцип конструировании фундаментов глубокого
заложении. Фундаменты глубокого заложения выполняют в виде
буронабивного столба, опускного колодца, а также монолитной и
шпунтовой стены.
Буронабивные сто.юы (рис. 5.15, а) глубиной до 20 м
применяют, если основание гвердых пород находится глубоко от
поверхности грунта. Применение под колонны таких столбов
вместо ленточных или сплоншых фундаментов неглубокого
заложения позволяет резко уменьшить трудоемкость возведения
фундаментов и расхо.ч армируемой стали. Столбы армируют
каркасами, состоящими из вертикальных стержней и кольцевых
150

о^
Рис. 5.15. Монолитный буронабивной столб {а), опускной колодец (о), монолитная
стена в 1рунте {в) и [ппунтовые забивные сваи (,');
/ продольная арматура класса Л-П и Л-Ш; 2- спиральная арматура класса Л-1; 3 то
же. поперечная; 4 стальной наконечник; 5 шпонка
хомутов из сгали класса A-I. Монолитный бетон принимают
класса не менее В15.
Опускные ко.юдцы глубиной до 20 м используют в качесгве
фундаментов при их диаметре 1...2 м (рис. 5.15,6) и в качестве
заглубленных помещений при их диаметре 5... 15 м. Колюдцы
армируют продольной арматурой класса А-П или A-III и
кольцевой арматурой класса A-I. Стены выполняют из бетона
класса не менее В15. Если внутреннюю полость колюдца не
заполняют бетоном, го применяют гидротехнический бетон класса
ПС ниже В20.
Сп.юшна.ч стена в грунте (рис. 5.15, в)
образуется из секущихся или касающихся
секций, возводимых в коротких траншеях, а
также из секций, возводимых в непрерывно
разрабатываемых траншеях. Стена в грунге
может быть выполнена также из секущихся
или касающихся буронабивных свай и
шпунтовых забивных свай (рис. 5.15, г). Отдельные
сваи объединяюг между собой с помощью
шпонок или стальных труб. Для создания
шпонки на внешней поверхности свай устра-
Рис. 5
жепия
16. Расчетная схема фундамента глубокого зало-
151

ивают полукруглые продольные желюба диаметром 70 мм. При
забивке шпунтовых свай желюб выполняет функции направ-
ляюп1его устройства для специальной стальной ка.чиброванной
рамы, обеспечивающей проектное полюжение стены.
Расчет фундаментов глубокого заложения. В общем случае
фундамент глубокого залюжения является внецентренпо сжатым
■)леменгом. Его расчет ведут с учетом заделки, а также
сопротивления основания по подошве, передней и задней граням
фундамента (рис. 5.16).
5.6
Свайные фундаменты
Принцип конструирования свайных фундаментов. Тип
свайных фундаментов выбирают в зависимости ог характера и
величины усшшй, передаваемых на основание. Под колотгы.
столбы и стойки рам обычно применяют свайные фундаменты-
Рис. \!7. Конструкция свийных (j)\ii,uivi(.4iU)H к'о.ктмы (а) и cicm.i ia) п.а
сваях. ;[ 1;[кжс к'олонпы на набивных спаях («):
1 KO.K>Miia; 2 стена: ,^ р(К1всрк: 4 чаоивная сч{<1я; ,i набивная спая; 6
нолюювка
152
!akiK»iu>l\
OCI OHiiaii

ростверки квадратной, прямоугольной hjIh треуголыюй формы с
расположением свай кустами (рис. 5.\7,а,в). Ростверки совмеиш-
ют со стаканами сборных kojioihi. Под стены зданий устраиваю!
ленточные свайные фунда.менты-оголовки с расположением свай в
один, два или три ряда (рис. 5.17,E).
Ростверки выполняют из монолитного железобетона с ири.ме-
нением бетона класса не ниже В12,5 и горячекатаной арматуры
класса A-I1I. Сборным ростверкам отдается предночтение при
большом количестве однотипных элементов, необходимости
устройства фундаментов на забивных сваях в зимнее время, а также
при устройстве их вынус поверхности грунта. Вместо ростверка но
степам крупнопанельных зданий используют цокольные и
подвальные стеновые панели.
Задивиыс сваи, изготовленные на заводах или полигонах,
погружают в rpyiTT с помощью молоюв и вибровдаЕ!Ливающих
агрегатов. Паоивиые сваи бетонируют непосредственно в грунте,
заполняя скважину, образованную выбуриванием или пробивкой,
бетонной смесью.
Г.поииу за.ю.ж'сии.н подошвы сваЙ1Юго ростверка назначают с
учетом наличия подвалов и 1юдземных ком.муникаций, а также
геолоуических ус.товий грунта. 1'лубина погружения свай в грунтах
во всех случаях принимается не менее наибольшего размера
отдельного рос i верка или не менее двукратной гнирины ле1тточ-
П01 о ростверка. Экономически всегда целесообразно применять
фундамент с меньшим числюм длинных свай, чем фундамент с
большим количеством коротких свай.
Сваи-сюйки прорезывают слабые урунты и передают нагрузку
нижним концом на твердые мало сжимаемые грунты. Висячие
сваи, погружаемые в сжимаемые гру1тты, передают нагрузку на
грунт нижним концом и трением боковой поверхности.
Типы свай. Забивные сваи применяют для прорезывания всех
видов сжимаемых трунтов, за HCKjH04eHHeM случаев, когда
требуется проходка слоев грунта с ненробиваемы.ми вк.тючениями,
а также в виде твердых улинистых, веч1ю.мерзлых и т. п. грунтов.
Сваи армируют нснапрягаемой арматурой классов А-1, A-II и
A-III (рис. 5.18.i/, «, <') или напрягаемой высокопрочной
проволокой и канатами (рис. 5.\S,6, ()). Предтючтенис отдается
предварительно напряженным сваям, обладаюишм тювышенной тре-
шииостонкостью и сниженным расходом арматурной стали. Рхли
па сваи передаются растягивающие усилия, то применяют сваи с
папрягасмон арматурой. Для поперечной арматуры и сеток в
оюловке сваи используют проволюку класса Вр-1.
Забивные сваи сплотнного сечения изготовляют из бетона
классов не ниже В15 и В22,5 при применении соответствеппо
нснапрягаемой и папрятаемой арматуры.
Пракуика строительсува свидетельствует, что из-за разруунсууия
оголовков свай из ооычууого тяжелого бетона около 30% их не
153

а) ^
»0/2
f <t12 \\^
?
i'
-k
J-.
200...Ш
1 1
V J
о|
500...Ш,
Рис. 5./(V. Консфукция забивных (я. б, «. <■. <), е) и набивных (лс, з. и) свай:
/ продольная нена11ря]аемая арматура; 2 го же. напрягаемая: .? поперечная
арматура; •/ сс:ки: 5 фибробеюн: б -фундаментная балка; 7 -железобетонное кольцо; Я —
уширснис; У бетон
догружается, а у 80% свай приходится срезать головы и стволы
перед устройством ростверка. Применение фибробетона в
концевых зонах свай (рис. 5.18,в) позволяет значительно иовьппать их
ударостойкость и тем самым обеспечивать бездефектное
погружение сваи до проектной отметки. Для упрочнения бетона верхней
части свай рекомендуют также применять навивку стек.гожгута и
других синтетических материалюв. Навивку производят при не-
154

больпюм натяжении синтетического волюкна, обеспечивающего
плютное его прилегание к боковой поверхности сваи.
Полые забивные сваи квадратного или круглого сечения
размерами а = Z) = 400...800 мм с круглой полюстью изготовляют
из центрифугированного бетона классов В30...В50. Сваи дают
экономию бетона при больиуих размерах поперечного сечения. Их
погружают в грунт при наличии открыгого нижнего конца или
металлического наконечника. Внутреннюю полюсть погруженной
сваи заполп1яют бетоном или гравием.
Для повьипения индустриализации свайных работ рекомендуют
применять винтовые сваи кольцевого сечения, имеющие на нижнем
конце наконечник в виде винтовой чугунной люпасти. Такая свая
объединяет в себе свойства обычной сваи и грибовидного подножни-
ка. Погружение винтовой сваи в грунт производят под углюм
0.,.45 к вертикали путем завинчивания ее специальной машиной.
Забивные сваи-оболочки кольцевого сечения диаметром D =
= 1000...2000 мм изготовляют из центрифугированного бетона
классов В30...В60. Снизу сваи могут быть открытыми или иметь
железобетонную заглуиуку. В первом случае погруженная свая
имеет грунтовое ядро, а во втором внутреннюю полюсть
заполшяют бетоном шш гравием. Грузоподъемность свай-оболю-
чек обоих типов является примерно одинаковой, поэтому
применение в строительстве свай с грунтовым ядром позволяет сократить
его стоимость и повысить производительность труда.
Пирамидальные и конические сваи (рис. 5.18, г) применяют в
песчаных грунтах, в слоистых отложениях, лесах, лесовидных
сутлшнках и насыпных слюях.
Сваи-колонны (рис. 5.18,(), е) применяют в строительстве
сельскохозяйственных и складских зданий, а также небольших
емкостных сооружений. Их погружают в грунт на глубину 2..,5 м. Такие
сваи не рекомендуют для зданий на насыпных, просадочных,
пучипистых, набухаюншх и других слабых грунтах. С целью
повышения несущей способности подземной части сваи-колюнны
устраивают консоли, которые при этом служат опорами
фундаментных балюк.
Максимальная длина цельных свай и свай-оболючек равна 12 м,
а составных — 48 м независимо от размеров их поперечного
сечения. Составные сваи применяют со сварными, болтовыми или
полимерными стыками.
Сваи погружают молютами илш вибропогружателями,
вызывающими вертикальные колебательные движения, Сваи-оболючки
и сваи-колюнны погружают, как правило, вибропогружателями.
Кроме того, полые сваи могут быть поуружены в песчанных
грунтах с помощью подмыва грунта через внутреннюю полюсть.
После погружения нижний конец сваи не должен оставаться в
рыхлых песках, илах, торфах и в глинистых грунтах текущей
консистенции.
155

Набивные сваи устраивают путем погружения и извлечения
инвентарных труб или выштамповки в грунте скважин с
последующим заполнением их бетонной смесью.
Буровые сваи по способу устройства разделяют на буронабивные
сплюшного или полювого сечения с уширениями и без них
(рис. 5.18, лс, j); буроопускные, в скважину которых опускают
железобетонную колюнну (рис. 5.18, м); буроинъекционные
диаметром 15...25 см, устраиваемые путем нагнетания мелкозернистой
бетонной смеси или цементно-песчанного раствора в пробуренные
скважины; сваи-столбы, устраиваемые путем укладки в скважину
цементно-песчанного раствора и опускания в нее бетонных или
железобетонных элементов сплюшного сечения со сторонами или
диаметром 80 см и более.
Буровые сваи рекомендуют применять при слюжных грунтовых
yCJЮвияx в тех случаях, когда в пределах строительной плющадки
находятся плютные грунты или необходима прорезка сваями
твердых вклпочений. Их применяют также для фундаментов,
которые возводят вблизи зданий или сооружений, так как в
последних могут возникать недопустимые деформации при
забивке или виброиогружении свай.
Широкие возможности для применения буронабивных свай
имеются в сельскохозяйственном строительстве. Скважины
небольших размеров выполняют бурильно-крановыми машинами,
установленными на автомобильном или тракторном ходу.
Оценка несущей способности сваи. Несууцую способность свай
оценивают по наименьшему значению сопротивления основания и
материала сваи. Рекомендуют несущую способность свай
определять по результатам полевых исследований. При отсутствии
данных статических или динамических испытаний свай их несущую
способность определяют расчетным путем как сумму
сопротивлений грунтов под нижним концом сваи (сила Ng) и на ее боковой
поверхности (сила N^^) (рис. 5.17).
Несущая способность одной сваи в кН по сопротивлению
основания составляет
т
Nu^=N^ + N^ = y,{y^R^A + UY^ y^iR^ih)h.ei. E.28)
(^ 1
Здесь Yf —коэффициент услювий работы сваи (для сваи,
работающей на сжатие, коэффициент Уг=1); Уд и у^ коэффициенты
услювий работы грунта соответственно под нижним концом и на
боковой поверхности сваи, учитывающие влияние способа ее
погружения; R^ — расчетное сопротивление грунта под нижним
концом сваи, значение которого зависит от типа, глубины и
способа забивки сваи, а также вида грунта; /^ = (Я =0,785D^ —
п:ющадь опирания сваи на грунт, м^; U наружный периметр
поперечного сечения сваи, м; R^ расчетное сопротивление слюя
гр>11га основания на боковой поверхности сваи, кПа; г,- толщина
156

/-ГО слоя грунта; Уге1=^Л коэффициент надежности (если
несущая способность сваи определена по результатам полевых
испытаний, то коэффициент у,е;=1,25).
Несущая способность сваи по сопротивлению железобетона
Л'и2 = ф[Ус(,У(,зУ(,5У(,б/?(,^+ (/?5<--f^,sp)^,s]- E.29)
Здесь ф коэффициент продольного изгиба ствола; у,.ь, уьз, Уь5 и
у,,(, - коэффициенты услювий работы бетона, учитывающие
влияние соответственно способа производства свайных работ, высоты
стоя бетонирования, размеров поперечного сечения, а также
иопсремешюго замораживания и оттаивания; А — шющадь
сечения сваи; о^р предварительное напряжение арматуры.
При армировании сваи не на всю длину ее несущая спо-
Соб1ЮСТЬ
Л'„2=0,9фу,ьУьзУ(,5У(,(,/?(,^- E.30)
Сопротивление свай горизонтальной нагрузке зависит от вида
грунта, залегающего от подонувы ростверка до глубины 1,5 м и
размеров поперечного сечения сваи. При й = Д = 250...400 мм
данное сопротивление составляет от 7 до 80 кН.
Расчет забивных свай на монтажную нагрузку производят с
учетом усилий, возникаюнщх при подъеме ее на копер за одну
точку, удаленную на расстояние 0,3/ от ого:ювка, где /-длина
сваи.
Принцип расчета свайных фундаментов. Расчет свайных
фундаментов должен быть выполнен по предельным состояниям первой
и второй групп. При этом расчет свайных фундаментов по
несуп1ей способности необходимо выполщягь на основные и
особые сочетания нагрузок, а по деформациям — на основные
сочетания.
Общим случаем нагру.ж:сния свайных фундаментов
является косое сжатие ростверка над кустом свай при действии
изгибаюпщх моментов М^ и My (см. рис. 5.17). Расчет свай по
несущей способности на вертикальную нагрузку производят из
условия
п п
N, = Njn + Муу, I X у1 ± М,х,1 X X? ^ yV„, E.31)
j = 1 1-1
где N = N, + y,„Afdj-\ My = M,y + Q h/, М^== M.^+Q.Jij-, y„
усредненный удельный вес единицы объема ростверка, а также грунта,
полов и временной нагрузки, лежауцих на его обрезе; Af = BL —
площадь ПОДОН1ВЫ фундамента; df—глубина залюжения
ростверка; « -число свай в фундаменте; Л'„ — наименьшее значение
несууцей способности сваи по E.28)...E.30).
При внецентренном сжатии фундамента расчет свай по несу-
П1ей способное!и производят с учетом Му = М и М^ = 0, т.е. из
условия
157

;V, = A'/«iMv,/X J'^'V„. E.32)
i^ 1
Расчет свай по несущей с110соб1юсти на горизо1ггальпую
нагрузлу производят из условия
e.=VG«+e;;/«^2., E.33)
где Qu несупщя с.;особносгь од1юй сваи. Если условие E.39) не
выполняется, то кр/Оме всрт..калып>1х устраивают и накло1пп>1е
сваи.
Расчет ростверка. Расчет ростверка для кустов свай ча
продав.шваиие производят из условия
F^Qfil^^R,,:<,ho. E.34)
где F расче;на/1 ироД(.:5ливаюп1ая сила, равная сумме
реактивных сил О; свай, расположешп^гх за пределами плоскости
продавливаиия; ф/,4 коэффициент, равный !,5 и 1,2
соответственно для обыч|10го и мелкозернистого бетона; ;/i--средняя
ширина плоское in продавливаиия; И^ расчетная высота ростверка
(рис. 5.17).
Расчет ростверка на изгиб, т. е. подбор арматуры производят
к'ик для KoncojHi на действие реактивш^ух сил от свай.
Расчет ленточного ростверка иод кирпичтюй, круптюблочной
или бетонной стетюй производят как неразрезной фундаметптюй
6а.|'ки. Кроме юго, проверяют прочтюсть ростверка над сваей на
мссттюе сжатие.
5.7 Фук^гменты сооружений
башенного типа
Конструктивное решение фундаментов. Фундаметпт^т
сооружений башешюго типа вт^пюлняют кл монолитного
железобетоне, (г/ис. 5.19, д). Их проектируют в форме усечешюго конуса,
опираю.ц^^гося на круглую, кольцевую !!ли восьмиугольную в
плане плиту. Преимуществом восьмиут олыюй фундаметптюй
11лит1>1 пг.ред круглой является возможтюсть применения в качестве
арматур!,! равпомерп1>1х сеток.
Заглубление фундамента в грунт завис:<т от bijICotijI и типа
сооружения. \'.еу.анических свойств и гидрогеологического
состояния основания, величиш,! заглубления коммуникаций и других
факторов. В() всех случая.к фундаментг^у заг;)_уоляют не менее чем
на 3 м.
Изгибатотцкс мометпт^т в стволе и фундаметпе сооружений
башенного тша В1>131>1ваются кроме других воздействий кретюм
фундаметпнот"! гититт^т. Поэтому угол крена фундамента G
ограничивают путем соблюдения условия
1Ь8

Рис. 5.19. К расчету размеров (|)у11ламе1тюй плиты (с/) и полбору ее арматуры по
метолу предельного равповееия (о) и по нелинейному раечсту (в):
I арматура нижней ссчки; 2 ю же. верхней; 3 кольцевая ipeaimia; 4 ю же,
ралиаль}[ая; 5 кольцевой иласшчеекий тариир: Ь ю же. ра (иальный: т, радиальный
н'либаютий момеш на елииину л.1ииы; п, ю же, иорма-и>иая cM.ia: т^ окружной
И41н6аю1[[нй моме[[1 на единицу д;1М}п,1; п^ ю же, нролольиая сила
0% lgG = 0,75 A-Уз)М/(£,/-1)^0.004,
E.35)
где Vy -осредиен1и>1Й коэффициент бокового расширения
основания; Eg осредненный модуль деформаций основания;
М - изгибающий момент, определенный но деформированной
схеме сооруже1Шя относительно оси. 11роходяи1ей через центр
подошвы фундаме1па и перпендикулярной вертикальной оси
сооружения.
Раз.меры подошвы фундаментной плиты определяют с учетом
условий
P(,.m = N^.^^iAj-^Rg, E.36)
159

где Nmax И ''^min "соотвеГСгвешю максималыюе и минимальное
значение продолыюй силы or веса сооружения с фундаментом и
полез1юй нагрузки при коэффипиенгах надежности по нагрузкам
'Yf=\; Af и Wf площадь сечения и момент сопротивления
подошвы фундаме1гга; R^ расчетное сопротивление основания.
Толщину фундаментной п.шты определяют из ус.ювия
обеспечения ее проч1юсти по наклонным сечениям без применения
нопереч1ЮЙ арматуры. Расчет ведется по сечениям,
расположенным вблизи стенки стакана фундамента с наружной и внутре1П1ей
ее стороны.
Класс бетона фундаментов зависит от отвегственности и
высоты сооружения, а гакже [ехнологии его возведения. Как
правило, он составляет В15... ВЗО. Для радиалынях стержней сеток
фундаментной плиты при.меняют арматуру классов Л-П и Л-Ш, а
кольцевую арматуру плигы и стакана фундамента класса Л-1.
Фундаменты высот1и>1х башенных сооружений рекомендуют
армировать напрягаемой радиа;пл1ой и кольцевой арматурой.
Фундамент дымовых труб следует изолировать от воздействия
высокой технологической температуры. В против1юм случае
конструирование и расчет фундамента производят по специалын>1М
указаниям.
Расчет фундаментов. При расчете фундаментной уишты по
методу предельного равновесия ее рассматривают как элеме1гг из
жесткопластичного материала, на который действует равномерно
распределенная нагрузка
Pj- = Nf!Af + MfIfiry, E.37)
где yV/---расчетная вертикальная сила от веса сооруже1Шя и
стакана фундамента; Мf -расчетный изгибающий момент,
вызываемый горизонтальной нагрузкой, искривлением ствола и кре1Ю.м
фундамента, относите;1ьно горизонталыюй оси, проходящей через
точку Л\ А J и If площадь сечения и момент инерции подошвы
фундамента; г^ = 0,5 (ri + гт,) средний радиус стакана фундаме1гга
(рис. 5.19, г7).
При расчете плиты по методу предельного рав1ювесия
принимают, что отсутствуют касателынзуе составляюише давления
ос1ювания, а также трещины и неупругие деформации в бетоне.
Кроме того, ипюрируют влияние жесткости стакана фундамента и
надфундаментного строения на перераспределение изгибаюнщх
моментов. В результате расчета получают, что радиалын^уй т^ и
окружающий т^ изгибающие моменты на единицу длиш>| во всех
точках плиты имеют одинаковые значе1шя. Такой подход может
привести к значительному перерасходу арматур1юй стали.
Вследствие совместной работы фундамента и основания эпюры
вертикального р и горизонтального т реактив1Ю10 давле1шя
ос1ювамия принимают вид, приведе1шый на рис. 5.19, е. Наличие
160

составляющего давления х объясняется тем, что силы трения
между фундаментом и основанием препятствуют удлинению
среднего слоя плиты, вызываемого образованием трещин в бетоне,
поэтому в плите возникают сжимающие радиальные «, и
окружные п^ нормальные силы. В краевых зонах фундамента
действуют растягивающие окружные силы п^, которые приводят к
образованию сквозных по высоте плиты радиальных трещин.
Нормальные силы вызываются также распором конической
оболочки стакана фундамента.
Верхнее строение сооружения оказывает сопротивление
повороту фундаментной плиты, поэтому стакан рассматривают в
расчетах как короткую коническую усеченную оболочку.
Плиту рассчитывают как оболочку вращения. Расчет плиты в
нелинейной постановке производят на ЭВМ по специальным и
стандартным программам. При этом принимают, что по кольцу с
радиусом rf = 0,5{r2 + ri) на плиту действует вертикальная
нагрузка
F= F„ + F^ = N^ IBnrf) + Mf cos ф/{кг}). E.38)
При углах ф = 0 и ф=180 нагрузка F принимает экстремальные
значения
/-.„ах = Nj- 1[2кгг) ± Mf 1{кг}). E.39)
тш
Нелинейный расчет плит дает возможность сократить расход
арматуры фундаментов на 40... 80%. Вследствие учета
перераспределения усилий напряжения в растянутой арматуре в
эксплуатационной стадии достигают 60 ...85% от ее расчетного
сопротивления R^. Поэтому при использовании в фундаментах арматуры
класса Л-И1 и выше весьма часто основным расчетом плиты
является расчет по раскрытию трещин.
5.8 'Фундаменты под оборудование
и машины
По конструктивному решению фундаменты под
оборудование и машины подразделяют на рамные (рис. 5.20, а),
стеновые (рис. 5.20,6) и массивные (рис. 5.20, й, г). При их
проектировании учитывают технические характеристики оборудования и
машин, нагрузки, предельно допускаемые деформации фундамента
и основания, а также коммуникации, примыкающие к фундаменту
и проходящие через него. Конструкция и расчет фундаментов
тесно связаны с их назначением.
Фундаменты под тяжелое оборудование (миксеры и конверты
доменных цехов, технологические ванны или бункера, химическое
оборудование и т. д.) рассчитывают на статическое силовое
воздействие собственного веса, веса продукции и строительных
конструкций. Динамические нагрузки от ударов падающих мате-
161
6-258

V/^/V.^/'/'fy^/'/W/'/'/Vy/'/'^/yT?:
^^ZTb)
шм//////м//ммЩшмт^
Ь)
77777
azb
f.)>X l-VT^
i 0.000
у//,-/, /,/.'/.///, /./A
±0.000
• r-!Г В" r в'e^eie^rwrWWWr-Kri! r r ir r-5Г <
Г B" ir-5Г Г'a'■were4rer«r»!r»T(f. r B* ir B-ir«
'^ШШШШ^^
-5.000
Рис. 5.20. Разрезы фундаментов технологической ванны (а), конусной дробилки (б),
электропечи (в) и ковочного молота (г):
1 рама; 2 сгена; 3 массив
риалов ИЛИ оборудования обычно создают в фундаментах
небольшие усилия и поэтому их не учитывают. Под очень тяжелое
оборудование устраивают буронабивные сваи (рис. 5.20, в).
Фундаменты тепловых агрегатов (промышленные печи,
воздухонагреватели и т. п.) испытывают высокие технологические
температуры. Поэтому такие фундаменты состоят из нижней
плиты, возведенной из обычного бетона, и верхнего массива из
жаростойкого бетона. Поскольку фундаментная плита и верхний
массив подвергаются различному температурному воздействию,
то между ними устраивают температурный шов. Расчет
фундаментов производят па сопротивление кратковременному и
длительному нагреву с учетом изменения механических характеристик
бетона и арматуры при их нагреве.
Фундаменты металлорежущих станков должны быть
жесткими, не допускающими колебательных деформаций станков,
особенно при их работе с большими скоростями. В зависимости
от массы и класса точности станки могут быть установлены
на пол, бетонную или железобетонную ленту и
индивидуальные фундаменты. Станки повышенной точности должны быть
изолированы от колебаний фундаментов. Желательно отдельные
фундаменты располагать на основании из неводонасыщенпых
песков.
162

фундаменты машин с динамическими нагрузками выполняют,
как правило, из монолитного железобетона. Под машины
периодического действия (с вращающимися частями и т. п.) допускают
устройство фундаментов из сборно-монолитного, а в некоторых
случаях из сборного железобетона.
Колебания фундаментов не должны оказать вредного влияния
на технологические процессы, приборы и обслуживающий
персонал, поэтому машины с динамическими нагрузками располагают
на максимально возможном расстоянии от оборудования,
чувствительного к вибрациям. Фундаменты машин отодвигают от
смежных конструкций здания не менее чем на 100 мм. Для
уменьшения колебаний конструкций рекомендуют отличать
частоту их собственных колебаний от частоты колебаний, передаваемых
на грунт, не менее чем на 20%. Это достигают подбором
соответствующих габаритов и массы фундаментов, применением
динамических гасителей и т. д.
Размеры фундаментов под оборудование и машины должны
обеспечить проход равнодействующей их массы и массы машин
через центр тяжести подошвы фундамента. Глубину заложения
фундаментов назначают по конструктивным соображениям с
учетом условий размещения коммуникаций и требуемой глубины
заделки фундаментных болтов.
Для фундаментов применяют бетон класса не ниже В 12,5. При
действии повышенных технологических температур класс бетона
должен быть не менее В15. Фундаменты армируют сварными
сетками и каркасами. Однако для армирования их отдельных
элементов и участков, воспринимающих ударные нагрузки,
применяют только вязаную стержневую арматуру периодического
профиля. Конструктивное армирование предусматривают по
поверхности монолитных фундаментов, а также в зонах с
отверстиями или углублениями.
Монолитные фундаменты целесообразно бетонировать в
несъемной железобетонной опалубке. Для массивных фундаментов
рекомендуют применять опалубку из несъемных унифицированных
дырчатых блоков.

6
ГЛАВА
Тонкостенные
пространственные
конструкции
6.1 Общие сведения
о пространственных конструкциях
Классификация оболочек. Пространственная
конструкция, ограниченная двумя криволинейными поверхностями,
расстояние между которыми небольшое по сравнению с другими ее
размерами, называется оболочкой (рис. 6.1, а, б, в, д, е). Оболочка,
образованная но призматической поверхности, называется
складкой (рис. 6.1, г).
Поверхность, делящая толщину оболочки пополам, называется
срединной (рис. 6.1,м, к). Форма оболочки обусловливается формой
срединной поверхности. Оболочки, срединная поверхность
которых образуется поступательным перемещением плоской кривой по
некоторой другой плоской кривой, называют оболочками переноса.
Если срединная поверхность образована вращением плоской
кривой вокруг неподвижной прямой, то такие конструкции
называют оболочками вращения.
Средняя поверхность имеет кривизну в одном или двух
направлениях. В любой точке она обладает взаимно перпендику-
164

"j
i^^^^wm
Рис. 6.1. Схемы тонкостенных пространственных железобетонных конструкций с
оболочкой двоякой положительной (а) и отрицательной F) гауссовой кривизны, с
цилиндрической (нулевой кривизны) оболочкой (в), с призматической складкой (,').
с волнистыми сводами (<)), с оболочкой, имеющей вертикальную ось вращения (е).
висячего типа с поверхностью однозначной (ж) и разнозначной (з) кривизны, а
также элементы гладкой (и) и ребристой (к) оболочки:
/ оболочка; 2 диафра! ма; S борговой элсмет: 4 элемснг складки; 5 опорное
кольцо; 6 волна свода; 7 затяжка; Н вангы (канагы); У срединная поверхносгь
лярными кривыми, имеющими главные радиусы кривизны:
максимальный Pmax=l/''max И МИНИМаЛЬНЫЙ pmin = 1/''min- ПрОИЗВедеНИе
главных кривизн называют гауссовой кривизной P = PmaxPmin-
Если соотношение радиуса кривизны ^min к толщине t оболочки
больше 20, то такие оболочки называют тонкостенными
оболочками. Оболочка, ограниченная лишь двумя поверхностями,
является замкнутой. Незамкнутая оболочка имеет окаймляющий
опорный контур в виде диафрагм, бортовых элементов и опорных
колец (рис. 6.1).
Благодаря пространственной работе оболочки иод нагрузкой,
хорошо используются прочностные свойства материалов, поэтому
пролеты зданий и сооружений, таких, как ангары, рынки,
спортивные и концертные залы, выставочные павильоны, склады и
т. II., могут превышать 100 м. Поскольку при этом уменьшается
165

расход материалов, пространственные конструкции весьма часто
оказываются рациональными и экономичными. Основным
недостатком оболочек является большая трудоемкость,
возникающая при изготовлении и возведении конструкций.
К прямоугольным в плане оболочкам и складкам относятся:
оболочки двоякой положительной гауссовой кривизны (рис. 6.1, а),
которые характеризуются тем, что центры кривизн дуг всех
нормальных сечений, проведенных через любую точку срединной
поверхности, лежат по одну ее сторону, чему соответствует
кривизна р>0;
оболочки отрицательной гауссовой кривизны (рис. 6.1,6), в
которых эти центры расположены с обеих сторон срединной
поверхности, чему соответствует кривизна р<0;
цилиндрические оболочки (рис. 6.1, в) и своды, в которых один из
главных радиусов равен бесконечности, а поскольку кривизна
р = 0, то их называют пространственными конструкциями нулевой
гауссовой кривизны;
призматические складки (рис. 6.1, г), в которых кривизна
срединной поверхности сосредоточена в местах сопряжения граней,
тогда как в остальных точках она равна нулю;
волнистые своды (рис. 6.\,д), к которым относятся
многоволновые и многоскладчатые покрытия в виде сводов и складок с
небольшими размерами волны по сравнению с длимой пролета.
Оболочки двоякой гауссовой кривизны по контуру опирают на
диафрагмы. Цилиндрические оболочки и складки, а также
волнистые своды по очертанию волны опирают на поперечные
диафрагмы. Их выполняют в виде ферм, арок или брусьев с
изогнутой верхней полкой. Прямолинейный контур
цилиндрических оболочек и складок опирают па бортовой элемент- -балку.
Для обеспечения надежной работы пространственных конструкций
диафрагмы и бортовые элементы должны быть достаточно
жесткими в своей плоскости.
Из криволинейных в плане оболочек наиболее
распространенными являются оболочки вращения или купола (рис. 6Л,е).
В куполах тонкостенная оболочка опирается па опорное кольцо.
Висячие покрытия имеют поверхность однозначной (рис. 6.1, ж:)
или разнозначной (рис. 6.1,з) кривизны. Они состоят из одиночной
или двойной системы вант и имеют любое очертание в плане,
однако чаще всего опорный контур бывает прямоугольной,
круглой и овальной форм.
Составные оболочки образуют единую несущую
конструкцию, выполняющую функцию крыши и опор здания (рис. 6.2).
Конструктивные схемы составных оболочек состоят из
центральных и радиальных элементов. Центральный элемент
представляет собой оболочку положительной гауссовой кривизны, а
боковые элементы- -оболочки любой формы, в том числе
произвольной.
166

Рис. 6.2. Примеры составных оболочек:
а- полигональная оболочка; 6 — купольно-складчатая оболочка с галереей по контуру;
в' купольно-складчатое покрытие с центральной оболочкой положительной гауссовой
кривизны; г покрытие иа квадратном плане с боковыми оболочками положигельной или
отрицательной гауссовой кривизны
Тип Пространственных конструкций обосновывается с учетом
технико-экономических показателей и архитектурной
выразительности зданий. В строительстве обычно применяют пологие тонкие
оболочки. Оболочка является пологой, если угол между
плоскостью ее основания и плоскостью, касательной к ее срединной
поверхности, во всех точках не превышает 18". Прямоугольные в
плане оболочки являются пологими, если наибольшая стрела
1
подъема f не превышает - меньшей стороны основания.
Общие принципы конструирования и возведения
пространственных конструкций. По способу возведения пространственные
тонкостенные железобетонные конструкции подразделяют на
монолитные, сборные и сборно-монолитные.
Монолитные оболочки в СССР применяют с 1925 г. Их
возводят в проектном положении или изготовляют на нулевой
отметке с последующим подъемом. Оболочки бетонируют путем
применения передвижной или переставной многократно
используемой опалубки. Для бетонирования небольших оболочек
целесообразно применять безопалубочный метод формования с нанесением
на сетке подготовительного стеклоцементного слоя. Такие
оболочки рекомендуют бетонировать на полу с последующим подъемом
в проектное положение.
Монолитные оболочки возводят также с помощью пневмоопа-
лубки, надуваемой вместе со свежеуложенной на них бетонной
смесью, арматурными сетками, теплоизоляцией и облицовкой.
Пневмоопалубкой придают требуемую форму пространственной
конструкции.
Монолитные оболочки выполняют, как правило, гладкими.
Минимальная толщина оболочки 50 мм. Если главные
растягивающие напряжения бетона более 2/?^,, где Л^,— сопротивление
бетона осевому растяжению, то рекомендуется в этих местах
повышать жесткость оболочки путем ее утолщения.
167

Сборные и сборно-монолитные оболочки целесообразно
применять в массовом строительстве, а также при возведении висячих
покрытий. Сборность элементов позволяет повышать качество
конструкций и снижать трудозатраты при возведении оболочек.
Однако в сборных покрытиях требуется обеспечить простоту
монтажных стыков и большую производительность труда.
Поэтому сборные элементы должны быть максимально однотипными,
простой конфигурации и транспортабельными. По экономическим
соображениям, а также с целью повышения устойчивости при
изготовлении и монтаже сборные элементы изготовляют
ребристыми. При этом толщина плит должна быть не менее 30 мм, а
ширина ребер не менее 40 мм.
Оболочки и другие элементы пространственных конструкций
возводят из монолитного тяжелого бетона класса не ниже В15 и
легкого — не ниже В 12,5. Сборные элементы изготовляют из
бетона класса не ниже В20. Если применяют напрягаемую
арматуру, то бетон сборных элементов должен быть не менее
класса ВЗО, а монолитных ~ не менее В20.
Оболочки армируют сварными сетками из арматуры класса
Вр-1 или Л-111. Рабочая арматура воспринимает напряжения,
вызываемые главными растягивающими усилиями и
изгибающими моментами. Конструктивную арматуру диаметром 5...8 мм и
площадью сечения не менее 0,2% площади бетона ставят с шагом
стержней 200...250 мм. При толщине оболочки более 70...80 мм
применяют двойные арматурные сетки. В местах действия
сосредоточенных нагрузок поверх основной арматуры укладывают
дополнительные сетки. В ребрах сборных элементов ставят
плоские каркасы.
Стыки сборных элементов оболочки тщательно заполняют
бетоном. С этой целью ширину шва назначают не менее 30 мм,
если толщина стыкуемых элементов не превышает 100 мм, и не
менее 50 мм в других случаях.
Если через стыки сборных элементов передают сжимающие
усилия, то выпуски арматурных стержней соединяют внахлестку.
При наличии в стыках растягивающих или сдвигающих усилий
выпуски арматуры соединяют сваркой. Арматура элементов
может быть соединена также с помощью закладных деталей,
которые при монтаже оболочки соединяют между собой сварными
накладками. БoJПJШиe сдвигающие усилия в стыках передают с
одного сборного элемента на другой через бетонные шпонки,
создаваемые бетоном замоноличивания.
Большие пространственные конструкции целесообразно
подвергать предварительному напряжению. Напрягаемая арматура поз-
воляег эффективно использовать высокопрочную сталь, уменьшать
массу конструкции, иовышагь жесткость и трещиностойкосгь
покрытия, а гакже служит средсгвом сопряжения сборных
элемепгов.
168

Напрягаемую арматуру располагают в растянутых зонах
оболочек и в растянутых элементах (опорные кольца куполов,
затяжки диафрагм и т. п.). Допускается размещение напрягаемой
арматуры в открытых сверху лотках, а гакже в швах между
сборными элементами. В местах наличия напрягаемой арматуры
требуется предусмотреть ребра и утолщения, способные
воспринимать сосредоточенные силы предварительного обжатия.
6.2 Особенности расчета
тонких оболочек
Принцип расчета топких оболочек. Классическая
теория расчета оболочек основана на двух гипотезах: линейный
элемент, нормальный к срединной поверхности оболочки, остается
прямым и нормальным к данной поверхности после деформации
конструкции; напряжения на площадках, параллельных срединной
поверхности, не учитываются.
Применение данных гипотез приводит к расчетным
дифференциальным уравнениям высокого порядка относительно
неизвестных функций. Уравнения получают в частных производных по
двум переменным коорданатам точек срединной поверхности.
Поскольку расчет является сложным, принимают дополнительные
допущения. Например, оболочки положительной гауссовой
кривизны рассчитывают по безмоментной теории, при расчете
пологих оболочек криволинейные координаты точек срединной
поверхности заменяют прямолинейными координатами проекций
этих точек на плоскость основания и т. д.
Теорегические и экспериментальные исследования
свидетельствуют, что железобетонные пространственные конструкции могут
работать под нагрузкой в упругом и упругопластическом
состояниях, а также в стадии предельного равновесия, связанном с
развитием трещин в бетоне и пластических деформаций в
растянутой арматуре.
В общем случае в нормальных сечениях оболочек возникают
нормальные силы Л'^: и Л'^, сдвигающие силы Q,.^ и Q^^^
изгибающие моменты М^ и М^, поперечные силы Q^ и Q^, а также
крутящие моменты Т^ и Ту. Все эти усилия огносятся к единице
длины сечения (рис. 6.3, й, б).
Расчет оболочек начинают с составления статических
уравнений, т. е. уравнений равновесия. К ним добавляют
геометрические уравнения, связывающие линейные и угловые деформации, а
также кривизны срединной поверхности оболочек с их
перемещениями. Связь между статическими и геометрическими
уравнениями выражают физическими уравнениями, которые являются
обобщенным законом Гука для объемного напряженного состояния
материалов. Наличие трещин в бетоне оценивают системой
физических уравнений, основанных на теории И. И. Карпенко.
169

Рис. 6.3. к анализу усилий, действующих в тонких оболочках
Статический расчет тонкостенных пространственных конструкций
с учетом физической и геометрической нелинейности оболочки
является сложным, поэтому такой расчет оболочек производят с
использованием численного моделирования на ЭВМ путем
реализации метода конечных элементов и других численных методов.
Расчет оболочки по безмоментной теории. Тонкостенные
оболочки имеют малую жесткость на изгиб по сравнению с их
жесткостью против действия нормальных и сдвигающих усилий,
поэтому в большой области оболочки имеет место безмоментное
напряженное состояние. Изгибающие и крутящие моменты
оказывают ощутимое влияние на напряженное состояние оболочек лишь
в тех зонах, где происходит заметное искривление их срединной
поверхности. Такими зонами являются места примыкания
оболочки к контурным элементам, резкого изменения кривизны ее
поверхности и приложения местных нагрузок.
При изгибающих моментах Мх = Му = 0 и крутящих моментах
Тх=Ту = 0 статический расчет оболочек значительно упрощается.
Неизвестные усилия N^, Ny и Qxy = Qyx могут быть вычислены в
виде бесконечных рядов. В расчетах вводят функцию напряжений
Ф {.X, у). Она связана с внутренними усилиями оболочки
зависимостями
Nx = д^Ф|8x^ F.1)
Ny = д^Ф|дy\ F.2)
дху = 8Ф/{дх8у). F.3)
Тогда безмоментное напряженное состояние оболочек описывают
уравнением равновесия на вертикальную ось внешней нагрузки р и
внутренних усилий по F.1)...F.3). Данное уравнение имеет вид
Рхд^Ф/ду^ + Руд^Ф/д.х^-2рхуд^Ф/{д.хду) +р = 0, F.4)
где
Px = o^z/o.x^;
Py = d^z/dy^
F.5)
F.6)
170

— кривизны срединной поверхности оболочки в направлении осей
X и у,
P:,y = d^z/{dxdy) F.7)
" кривизна кручения поверхности.
Прогиб срединной поверхности оболочки w в зонах местного
изгиба зависит только от одной координаты х или у, поэтому
безмоментное напряженное состояние оболочки может быть
описано приближенным выражением
p,N,+ PyN,. + 2p,,.Q,y-Dd%idx4p = 0. F.8)
Здесь цилиндрическая жесткость оболочки при изгибе
D = Ebt'/\2, F.9)
где t- толщина оболочки.
Расчет изгибающих моментов оболочек, вызываемых краевым
эффектом. Оболочки могут быть оперты по всему контуру или по
углам. Несущая способность оболочки, опертой по всему контуру,
в несколько раз больше такой же оболочки, опертой по углам.
Вследствие закрепления краев оболочки к опорным диафрагмам,
контурные конструкции могут воспринимать в своей плоскости
касательные усилия Q^y с оболочки (см. рис. 6.5). Однако
закрепление оболочки является причиной возникновения так
называемого краевого эффекта, т. е. изгиба тонкостенной
оболочки в контурных зонах конструкции.
На контуре оболочки, перпендикулярном оси х, кривизны
срединной поверхности составляют рд: = 0, рл:у = 0 и Ру=\1гу. Здесь
нормальные усилия N^ = 0 и
Ny = EbAZy = Ebt{dv/8y-w/ry)x-Ebtw/ry. F.10)
Поэтому выражение F.8) принимает вид
{s^/4)d^w/dx4w=pry'/{Ebt). F.11)
С учетом начала координат на диафрагме покрытия решение
уравнения F.11) имеет вид
М^ = С1<?~''со8ф + С2е"''8Шф, F.12)
где Ci и Сг— постоянные интегрирования; ф = .Г1/.Уд., где Xi —
расстояние точки оболочки от диафрагмы;
.s^ = 0J6y/r^ или Sy = 0J6y/r\t F.13)
упругие характеристики оболочки толщиной t.
В сборных пространственных конструкциях имеет место
шарнирное опирание оболочки (рис. 6.4, а). Тогда по F.12)
изгибающие моменты
М^ = 0,2 V, ?<?"''sin ф, F.14)
Му = 0,29рг^е-'^5\пц). F.15)
171

Рис. 6.4. Эпюры изгибающих моментов оболочек, вызываемых краевым эффектом
при шарнирном (а) и жестком (б) их соединении с опорной диафрагмой
При жестком соединении оболочки с опорной конструкцией
(рис. 6.4,6) изгибающие моменты М^ или My составляют
M = 0,5/7.V^(? '^(81пф-С08ф), F.16)
где характеристика .v по F.13).
Вид эпюр моментов М^ или My и максимальные их значения
показаны на рис. 6.4, а и б.
Расчет устойчивости оболочек переноса и вращения. Из-за роста
деформаций пространственных конструкций во времени,
обусловленного ползучестью бетона, критические нагрузки оболочек
оказываются при длительном нагружении значительно более
низкими, чем при кратковременных испытаниях.
Влияние ползучести бетона на устойчивость оболочек
может учитывагься путем снижения начального модуля упругости
Eh ДО
£'ы = 0,33£, или £„ = 0,22£, F.17)
при относительной влажносги окружаюп1ей среды выше или ниже
40%.
Если оболочка является ребристой (рис. 6.1, л:), то в расчетах
вводят фиктивную толп1ину
tf = .JnilA F.18)
и фиктивный начальный модуль упругости бетона
Ehf = EbAI{ctf), F.19)
где А -плопщдь сечения, образованного одним ребром вместе с
примыкаюпщми частями тела оболочки пшрипой с, где с — niar
ребра; / момент инерции того же сечения.
Во избежание образования местного выпучивания плиты между
ребрами, расстояние между ними не должно превьнпать значения
1^/tr., где г -меньпшй радиус кривизны оболочки.
Устойчивость сферических оболочек обеспечивается при тол-
п1ине
t^^lWplEb], F.20)
172

!)
^ * i f i i 4
/"(«■. 6.J. Расчетные схемы балочной диафрагмы (а) и
диафрагмы-фермы F)
где /; интенсивность расчетной нагрузки. Кроме того, полная
расчетная нагрузка на купол пе должна быть больп1е, чем
F=\,25Ebit\ F.21)
Усгойчивость длинных цилиндрических оболочек обеспечена,
если нормальные сжимаюпще напряжения (yx = N^/t и касательные
напряжения Тху = бл:у/': определенные по упругому расчету, не
превосходя! значений соотвегствеино
a„ = 0.25fEw/>.v и x,, = 0,3E,i{t/ry'\ F.22)
а при сочетаниях Ох и т^.,. соблюдается ус;ювие
ал./а,,+ (т,:,/т„)^^1. F.23)
Для коротких цилиндрических обо;ючек должно соблюдаться
условие
p^0J5E„(t/r)'/{l,l^~\), F.24)
где /( -пролет складки.
Расчет диафрагм пространственных конструкций. Диафрагмы
рассчитывают па вертикальную нагрузку от их собственного веса
и сдвигаюпше усилия Q^y, передаюпшеся с оболочки и
действующие па уровне срединной поверхности (рис. 6.5). Очевидно, что
сумма проекций всех сдвигаюпщх усилий па вертикальную ось
равна опорной реакции оболочки, рассчитанной как плита,
опертая по всему контуру.
В расчетах диафрагм учитывают местные изгибаюпше
моменты
Mioc = Qxyeo, F.25)
возникающие из-за внецентрешюго приложения усилий Q^y отно-
CHTejHjUO оси балки (рис. 6.5, а) или верхнего пояса фермы
(рис. 6.5,6).
В контурных брусах. опертых па ряды колони, изгибаюпще
моменты определяют как для неразрезной балки. Так как в
сечениях действую! рас!ягивающие усилия Q^y, то они
рассчитываются как виецеи!ренно растяну!1>!е элеме!1ты.
173

6.3 Покрытия с пологими оболочками
положительной гауссовой кривизны
Конструктивные решения пологих оболочек
двоякой положительной гауссовой кривизны. Такие оболочки
являются экономичными по расходу материалов. Их размеры
в плане составляют 18...36 м для промышленных зданий и
достигают 100 м для общественных зданий. Толщина
гладких монолитных оболочек изменяется от 60 мм в центре до
120...200 мм вблизи опорного контура и до 200...500 мм в угловых
зонах.
В СССР оболочки двоякой положительной гауссовой кривизны,
как правило, возводят из сборных плоских или цилиндрических
ребристых плит. Наиболее распространены плоские плиты
размерами в плане 3x3, 3x6, 1,5x6 м (рис. 6.6,б). Ребра плит
армируют одинарными каркасами, а полки — одинарными
сетками. По внеппшм боковым граням ребер сборных плит устраивают
пазы, позволяющие образовать пшонки после замоноличивания
П1В0В. Шпонки воспринимают сдвигающие усилия.
Рациональным вариантом членения сборной оболочки является
покрытие, конструктивное penienne которого приводится на
рис. 6.6, е. Монолитная приконтурная часть оболочки также
содержит ребра. Таким образом в оболочке создан единый
железобетонный меридиально-кольцевои каркас, соединенный с
контурными диафрагмами.
В оболочках линии главных кривизн срединной поверхности
параллельны сторонам контура (рис. 6.6, а). При этом срединная
поверхность оболочки может иметь очертание эллиптического
параболоида и описываться уравнением
z=f{x. у)=/ах'/аЧЛу'/Ь\ F.26)
Сферическая поверхность оболочки описывается также уравнением
Рис. 6.6. к описанию поверхности пологих оболочек положительной гауссовой
кривизны (а) и ее членение на сборные элементы (б, в):
1 сборная плоская плита; 2 — ю же. криволинейная: 3 диафрагма-ферма; 4 колонна;
5 угловая монолит пая зона; й наклонная арматура
174

где радиусы кривизны
r, = 0,5(a4/i)//, и г, = 0,5(^»Ч/ь^)//ь. F.28)
Поскольку поверхности, описываемые уравнениями F.*2б) и
F.27), мало отличаются между собой, то для сборных оболочек
применяют сферическую форму поверхности, кривизны которой
являются постоянными. Поэтому нетрудно унифицировать
сборные плиты такой оболочки.
Для пологих оболочек двоякой положительной гауссовой
кривизны применяют также тороидальную поверхность,
уравнение которой имеет вид
x4>'4z2-2r2(z + r,-r,)=-2(r,-z,)V>'^+(z-r,f. F.29)
Оболочки могут быть одиоволловыми и миоговолиовыми.
Последние используют для покрытий больпшх производственных
и складских зданий. Неразрезные оболочки возводят с целью
повышения жесткости и устойчивости пространственных
конструкций.
По контуру оболочки опирают на диафрагмы, представляющие
собой фермы, арки или брусья на сравнительно часто
расположенных колоннах. В многоволновых оболочках диафрагмы являются
общими для конструкций соседних ячеек зданий. Они спариваются
лип{ь в зоне температурных швов зданий.
Сваргпле сетки оболочки изготовляют из арматуры класса
A-III. В углах оболочек укладывают наклонную арматуру для
восприятия главных растягивающих усилий. Ее располагают либо
по верху сборных плит, либо в крестообразных ребрах. Данную
арматуру рекомендуют подвергать предварительному натяжению.
Арматуру класса A-IV натягивают электротермическим способом.
Для больших оболочек применяют канатную наклонную
арматуру, которую натягивают механическим способом.
Упрощенный расчет оболочки двоякой положительной гауссовой
кривизны. При расчете оболочки рассматривают срединную
поверхность эллиптического параболоида, для которой получают
более простые выражения.
Железобетонные стены, балки и фермы являются контурными
конструкциями, которые практически не деформируются вдоль
сторон опорного контура оболочки. Однако они обладают малой .
жесткостью из своей плоскости. Поэтому в оболочке на контуре
нормальные усилия ^,,^=„) = ^,^=ь) и ^,„ = ь) = Л^„.=а, = 0, а
сдвигающие усилия e^v^O (рис. 6.7, а).
Если контур оболочки опирается непосредственно на ряды
колонн, то вдоль контура колонны практически не стесняют
перемещений оболочки. В данном случае в поперечном контуру
направлении нормальные усилия N^^^^„^ = 0 и Л'у,у=ь) = 0, тогда как
175

yi,2'tpr
N^ *1,Крг
Рис. 6.7. Эпюры нормальных N^, N^, сдвигаюших Q^^ и главных N,, N2 усилий в
пологих оболочках положительной гауссовой кривизны на квадратном плане с
недеформируемыми (а) и шарнирно подвижными (б) вдоль контура опорными
конструкциями
ВДОЛЬ опорного контура усилия vVj.u.=(,)^0 и vV^,j:=a)^0 при
сдвигающих усилиях на контуре Qxy(x^a)=Qxy(y = b) = ^-
Рассмотрим инженерный расчет оболочки, закрепленной на
педеформируемой вдоль конура опорной конструкции. В данном
случае функция напряжений пологой оболочки может быть
записана в виде полинома
Ф(х, у) = {С, + С2Х^ + С,у^){х^-а'){у^-Ь^). F.30)
Тогда по F.1)...F.3) усилия оболочки
Nx = 2{x^-a^){C, + C2X^ + C^{by^-b')\ ]
N, = l{y'-h')[C, + C2[(>x'-a^)+C,y^l \ F.31)
Qxy=-Axy[C, + C2{2x^-a')+C,{2y'-b% J
Здесь коэффициенты Cj, С2 и Сз вычисляют методом Бубнова —
Галеркина или методом колокации. Для квадратной в плане
оболочки величины a = h; Га = гь = г и Рх=Ру = ?- Поэтому для такой
оболочки коэффициенты С, =0,292/7/(рд^); С2 = Сз = 0,0592/|/(рй^).
Главные усилия и углы их наклона к оси х определяют по
формулам
^1,2 = 0,5 (yV. + ^,)±x/0,25(^.-yV,Lei,, F.32)
tg2a=±2e,,/(^.-^,). F.33)
Эпюры усилий Nx, Ny, Qxy, VV, и N2 приведены на рис. 6.7, д.
176

Вследствие краевого эффекта в приопорных зонах
тонкостепных оболочек возникают изгибающие моменты (рис. 6.5, в),
поэтому в приконтурных зонах ставятся арматурные стержни,
перпендикулярные контуру и предназначенные для восприятия местных
изгибающих моментов М^ и My по F.14) и F.15).
6.4 Покрытия с оболочками
отрицательной гауссовой кривизны
Покрытия на прямоугольном плане с оболочками
Отрицательной гауссовой кривизны называют гипарами или
гиперболическими параболоидами. Их образуют путем переноса
образующей параболы, выпуклой вверх/вниз, по направляющей
параболе, вьтуклой вниз/вверх, или путем скручивания
прямоугольника и параллелограмма, края которых остаются прямыми.
Оболочки отрицательной гауссовой кривизны бывают двух
разновидностей.
В оболочках первой разновидности линии главных кривизн
срединной поверхности параллельны сторонам контура основания
(рис. 6.8, а). Усилия в таких оболочках определяют по методам,
применяемым для расчета оболочек двоякой положительной
гауссовой кривизны. В оболочках нормальные усилия N^ являются
растягивающими и полгюстью должны быть восприняты
арматурой, лучше напрягаемой. В оболочках второй разновидности линии
главных кривизн поверхности направлены вдоль диагоналей
основания (рис. 6.8,6). Срединная поверхность таких оболочек
описывается уравнением
z = xyfl{ab).
Кривизны поверхности рд: = 0;
уравнение равновесия F.4) принимает вид
ру = 0; рху=Л{аЬ).
F.34)
Поэтому
1'ис. 6.8. Оболочки отрицательной гауссовой кривизны на прямоугольном плане,
когда линии главной кривизны срединной поверхности параллельны сторонам
контура основания (а) или направлены вдоль диагоналей основания (ff)
177

[2// {ab)] д2ф/ {дхду) -р = О, F.35)
где функция напряжений
Ф = хураЬ/{2/). F.36)
Тогда по F.1)...F.3) нормальные усилия Nx = Ny = 0, а сдвигающее
усилие
Q,y=-pab/{2f). F.37)
Таким образом оболочка работает под нагрузкой в условиях
чистого изгиба.
Для гипаров на квадратном плане при а = Ь главные усилия
N,^-N2=pa'/{2f) F.38)
проходят вдоль линии главных кривизн. Главные растягивающие
усилия Л'^1 должны быть полностью восприняты рабочей
арматурой.
При конструировании гипаров следует обеспечить устойчивость
контурных конструкций под действием сдвигающих усилий Q^y с
оболочки путем устройства специальных упоров или диагональной
затяжки по линии действия усилий Н^ (рис. 6.8, б).
6.5 Покрытия с длинными
цилиндрическими оболочками и складками
Конструирование покрытий с длинными
цилиндрическими оболочками. Вид цилиндрических оболочек обуславливается
соотношением их пролета 1^ (расстояние между бортовыми
элементами) и длины волны Ij (расстояние между бортовыми
элементами) (рис. 6.9, а). При соотношении /j //2 > I оболочки
являются длинными.
Поперечное сечение (волна) оболочки принимают круговым.
Бортовые элементы предназначены для повышения прочности и
жесткости поперечного сечения оболочки. Они существенно
уменьшают вертикальные и горизонтальные смещения краев оболочки.
Высота поперечного сечения оболочки h включает в себя высоту
волны / и бортовых элементов /?i. Рекомендуют в проектах
принимать высоту волны /=A/8...1/6) Ij и высоту бортовых
элементов /?i =A/30...1/20) /1.
Под действием нагрузки длинные цилиндрические оболочки
работают подобно балкам с пролетом /j. В верхней части
поперечного сечения возникают сжимающие, а в нижней —
растягивающие напряжения. Поэтому примерно 80% рабочей
растянутой арматуры помещают в бортовых элементах, в том числе
60...70% площадки сечения данной арматуры ставят в нижней зоне
бортовых элементов. При пролетах /i > 18 м для бортовых
элементов рекомендуют применять напрягаемую продольную
арматуру.
178

±1 . iz/lO
2-2
М
>=Ф==Т 7=4=4
пи
Рис. 6.9. Конструктивные решения покрытий с длинными цилиндрическими
оболочками из монолитного железобетона (а), сборных криволинейных ребристых
панелей (R) и сборной длиной призматической складки из гладких плит легкого
бетона (в):
/ — оболочка; 2 - диафра! ма; 3 — бортовой элемент; 4 сборная панель 3 х 12 м; 5
сборная пли I а 3 X 3 или 3x6м; й арма i ура для восприя i ия мес1 ных изгибающих моментов;
7—то же, главных растягиваюпшх усилий; 8--\а же, моментов в многопролстных оболочках;
9 рабочая ненапрягаемая арматура бортового элемента; /О--то же, напрягаемая арматура
Диафрагмы воспринимают опорное давление оболочки и
передают его на колонны. В качестве диафрагм используют
сплошные балки, фермы и арки с затяжками. Диафрагмы могут
быть торцевыми и промежуточными, если покрытие является
многопролетным.
В местах примыкания оболочки к диафрагмам ставят
дополнительную рабочую арматуру. Ее укладывают перпендикулярно
диафрагме с целью восприятия местных изгибающих моментов
М^ и My по F.14) и F.15), возникающих из-за краевого эффекта
оболочки. Здесь же действуют максимальные сдвигающие усилия
Q^y, а тем самым и главные растягивающие усилия Л'^ь
направленные под углом 45", поэтому в оболочке ставят
наклонную рабочую арматуру (рис. 6.9, а).
Монолитные оболочки, как правило, возводят гладкими.
Промежуточные поперечные ребра устраивают лишь в местах наличия
179

подвесных сосредоточенных грузов. Более правшп>но грузы
подвешивать к бортовым элементам.
Сборные оболочки устраивают из криволинейных панелей с
продольными и поперечными ребрами (рис. 6.9, б). Оболочки
также могут быть смонтированы из небольнтх гладких плит,
изготовленных из легкого конструкнионно-теплоизолянионного
бетона (рис. 6.9, в).
Монтаж: оболочек является несложным при применении
предварительно напряженных бортовых элементов, apMaiypa которых
натягивается на упоры до их бетонирования. Бортовые элементы
устанавливают в проектном по;южении и подпирают временными
монтажными упорами. По верху бортовых элементов укладывают
криволинейные панели размером в плане Зх12м, после чего
производят сварку выпусков арматуры и замоноличивание
зазоров. После затвердения бетона замоноличивания временные упоры
убирают и оболочка работает под нагрузкой как пространственная
конструкния.
Более экономичное penienne пространственной конструкнии
получают при натяжении арматуры бортовых элементов на бетон.
В данном случае сборные криволинейные напели размером в
плане 3x6м изготовляют совместно с фрагментом бортового
элемента. После сборки обо;ючки на снениа;н>ных монтажных
лесах производят сварку выпусков арматуры, замополичивают
Н1ВЫ и натягивают продольную арматуру борговых элементов,
пропускаемую через каналы. Однако данный способ возведения
цилиндрических оболочек является более трудоемким, чем
упомянутый выше.
Инженерный метод расчета длинных цилиндрических оболочек.
Исследования свидетельствуют, что при действии симметричной
равномерно распределенной нагрузки расчет по прочносли
длинных одноволновых и многоволновых цилиндрических оболочек
может быть выполнен раздельно в продо;н>ном (пролетном) и
поперечном (волновом) направлениях, если в пролете в оболочках
предусмотрено устройство трех или более поперечных ребер
высотой не менее 0,04/2. Для гладких обо;ючек такой расчетный
подход применим при соотношениях /(//г^З для крайних и
/(//2^2 для средних волн пространственной конструкции.
Расчет по прочности оболочек в направлении пролета
производят как балки криволинейного поперечного сечения (рис. 6.10, а).
Условие прочности получают из рассмотрения равенства внешних
сил и внутренних усилий относите;п>но центра окружности
в
М^^2 ^ Rbtr^ cosoidai- R,A,c = 2R^lr^ я'тО- R,A,c\ F.39)
о
где М^—изгибаюншй момент внешних сил; О -половина
центрального угла дуги сжатой зоны бетона. характеризуюн1его
положение нейтральной оси сечения; Л, расчетное сопротивление
180

а)
п^шш^
м.
h
и
в#Щ|
5} Ц\й^ху
Р
Рис. 6.10. К расчету длинных цилиндрических оболочек в направлении пролета как
балки по стадии предельного равновесия (а) и в направлении волны как
пространственная полоса (б, в. г)
растянутой арматуры с учетом дополнительного коэффициента
условий работы 0,8.
Положение нейтральной оси определяют из ус;ювия равенства
нулю проекций всех действующих в сечении сил на
горизонтальную ось
2\ Rbtrda. = 2RbtrQ==RsA,.
F.40)
Если требуется определить площадь сечения растянутой
арматуры, то совместно репшют уравнения F.39) и F.40) и получают
sine-ce//--M,/B/?ft//-2) = 0, F.41)
Отсюда вычисляют угол 9, после чего из выражения F.40)
определяют площадь сечения арматуры
A, = 2RbtrQIK. F.42)
Максимальные сдвигающие усилия действуют в придиафраг-
менной зоне обо;ючки и составляют
Q.y = ^.yt = Q..SII, F.43)
где g^cj, — поперечная сила на опоре оболочки, вычисляемая как
для простой балки; 5 и / геометрические характеристики сечения
относителыю горизонталыюй оси, проходящей через его центр.
Расчет по прочности оболочек в направлении волны на
поперечные изгибающие моменты и сдвигающие усилия произво-
181

дят из условия равновесия элементарной полосы, вырезанной по
длине оболочки (рис. 6.10,6). Полоса находится под действием
внешней временной вертикальной нагрузки, веса оболочки, а
также сдвигающих усилий Q^y и Qxy + ^Qxy
Приращение сдвигающих усилий
Ae., = (^0„,, + G,/r)/(/j,/r+l-cosO„,,), F.44)
где Gi — погонная нагрузка вдоль бортового элемента; остальные
обозначения ясны из рис. 6.10, а.
Из рассмотрения равенства внешних сил и внутренних усилий
относительно срединной поверхности (рис. 6.10, в) вычисляется
изгибающий момент, действующий в направлении волны
оболочек, т. е.
My=t ^Q^yi(^i- ( t Giai+pafn). F.45)
i — 1 Vi — 1 /
Вид эпюры изгибающих моментов My в одново;шовых оболочках
приведен на рис. 6.10, г.
Длинные складки. Складки огличаются от цилиндрических
оболочек тем, что в них криволинейная направляющая срединной
поверхности заменена ломанной прямой (рис. 6.11, а, б). Если
уменьшать длину этих прямых до минимума, то складка
превратится в обо;ючку.
Как и оболочки, складчатые конструкции бывают одно- и
многоволновыми, а также одно- и многопролетными. Сборные
складки состоят из плит, предварительно напряженных бортовых
элементов и решетчатых или сплошных диафрагм. По верхним
горизонтальным полкам складок могут укладываться сборные
плиты плоской крыши, а также размещаться зенитные фонари.
Расстояние между осями диафрагм или пролег складчатой
конструкции /i = 12...30m, длина во;шы /2^12 м, высота складки
/? = (l/10...1/7)/i. Складки пролетом больше 30 м экономически не
выгодны.
В продольном направлении складки рассчитывают аналогично
длительным оболочкам. Поперечное сечение приводится к
тавровой и двутавровой форме при толщине стенки
ft = 2?/sina, F.46)
где t — толщина стенки складки; а угол наклона к горизонта;ш.
В поперечном направлении многово;щовые складки
рассчитывают как многопролегные ломаные балочные плиты. При этом
отрицательные моменты в верхнем ребре умножают на
поправочный коэффициент C = 0,7...2,5.
Для покрытия за;юв общественных зданий целесообразно
применять сборные крупноразмерные однопролетные длинные
складки, обеспечивающие архитектурную выразительность интерьеров
(рис. 6.11, в, г). Такие складки могут иметь один или два консоль-
182

Г%У\У\.>
w^
sooo... moo
Рис. 6.11. Конструктивное решение покрытия с трапециевидными (а) и
треугольными (б) многоволновыми складками из сборных длинных элементов, а также
сборной крупноразмерной железобетонной (в) и армоцементной (г) складки:
/ -плита; 2 -бортовой элемент; 3 опорная диафрагма; 4 -промежуточная диафрагма
ных вылета. Пролет железобетонных складок не превышает 24 м,
а армоцементных—18 м.
Для обеспечения устойчивости складок в стадиях изготовления,
транспортирования и монтажа, а также для восприятия усилий,
возникающих в поперечном направлении при действии
эксплуатационных нагрузок, кроме опорных диафрагм ставят
промежуточные. Расстояние между промежуточными диафрагмами составляет
3,..6 м.
Сборные складки изготовляют из тяжелого бетона класса не
ниже ВЗО. Для армоцементных складок применяют бетон класса
не ниже В20. Сборные предварительно напряженные складки
армируют канатной арматурой классов К-7 и К-19. Канаты
помещают только в ребрах армоцементных складок.
Поперечное армирование складок, как правило, выполняют
неразрезными сетками с их перегибом по линии примыкания
граней. В стенках армоцементных складок должно располагаться
не менее двух тонких тканых или сварных сеток симметрично
относительно срединной поверхности. Если арматура является
конструктивной, то стенки армируют одной сеткой в средней
части сечения.
Расчет предварительно напряженных длинных складок
рекомендуется производить по методу совмещения предельных состоя-
183

НИИ, позволяющего прямым расчетом получать рациональную их
высоту и площадь сечения напрягаемой арматуры.
6.6 Покрытия с короткими
цилиндрическими оболочками и складками
Короткие цилиндрические оболочки и складки.
Цилиндрические оболочки и складки называют короткими, если
отношение их размеров в плане /i//2<l при /i=6...12m, /2 =
= 12...30 м и /^/2/7.
Оболочки возводят из монолитного железобетона (рис. 6.12, а)
с помощью индустриальных лесов и унифицированной опалубки.
Сборные оболочки (рис. 6.12,6) моьпируют при тщательной
сварке выпусков арматуры и устройстве шпонок путем замоноли-
чивания швов между соседними гладкими и;ш ребристыми
плитами покрытия.
Наиболее часто встречаются в практике строительства
короткие оболочки с размерами в плане /i//2^0,5. Такие обо-
'^1
-с'тГ
'Т
А
+-
АС. 11 J1 . II _2j
2 Щ 5
7 ^ kho
\ t —t
'.' '■" t I ♦
ж^
^HLtiilliiiJj
Uih^hiiX
Puc. 6.12. Конструктивное решение покрытия с монолитными (а) и сборными (б)
короткими цилиндрическими оболочками, а также расчетная схема диафрагмы (в):
/"-цилиндрическая плита; 2 диафрагма; 3 бортовой члемент; 4 сборная панель;
5 - основная рабочая арматура: 6 ■ арматура нал промежуточными диафрагмами; 7
дополнительная конструктивная сетка нал промежуточной диафрагмой; Я то же, вблизи бортового
:)лемента
184

лочки рассчитывают упрощенным методом, позволяющим
раздельно вычислять усилия в плитах, бортовых элементах и
диафрагмах.
Плиту рассчитывают как однопролетную балку
криволинейного сечения пролетом /i и шириной Ij, опирающуюся на
диафрагмы. Так как в середине пролета изгибающий момент M=pl2l\l^ и
средняя величина плеча внутренней пары усилий zssO,55/? =
= 0,55 (/+/?!), то растягивающее усилие в арматуре
N=R^A, = Mlz=pkl\! [4,4(/+/ji)], F.47)
где р—расчетная нагрузка на 1 м^ горизонтальной проекции
обо;ючки с учетом веса бортовых элементов высотой к^.
Согласно F.47) п;ющадь сечения продольной арматуры в
бортовых элементах одноволновой оболочки составляет
A,=pl2l\l[AA{f+h,)R,l F.48)
В многопролетных обо;ючках площадь сечения
арматуры в бортовых элементах средних пролетов уменьшают вдвое,
а в крайних пролетах на 30%. При этом для обеспечения не-
разрезности оболочек в плитах над промежуточными
диафрагмами укладывают дополнительную рабочую арматуру
(сетка 7 на рис. 6.12). Кроме того, вблизи бортовых
элементов обо;ючку армируют дополните;п>ными сетками (сетка 8 на
рис. 6.12).
В монолитных конструкциях диафрагму рассчитывают с
учетом ее взаимодействия с плитами обо;ючки (рис. 6.12, в). В сечении
.V по длине средней диафрагмы нормальное усилие в обо;ючке
N, = Apl,rx{l2-x)ill. F.49)
Для крайней диафрагмы данное усилие в два раза меньше.
Изгибающие моменты, поперечные и нормальные силы в
диафрагмах определяют с учетом полной вертикальной нагрузки и усилий
Nx по F.49), при;юженных с эксцентриситетом е^ (рис. 6.12, в).
Панели-оболочки типов КЖС и КСО. Крупноразмерные
железобетонные сводчатые панели КЖС (рис. 6.13, а) и крупнопанельная
складчатая оболочка КСО (рис. 6.13,6) относятся к сборным
предварительно напряженным коротким цилиндрическим
оболочкам. Панели имеют размеры в плане 3x12; 3x18 и 3 х 24 м. Если
их изготовляют на строительной площадке, то длина волны /2
достигает 36 м.
Пане;ш изготовляют из бетона классов В25...В45. Диафрагмы
небольших панелей армируют напрягаемыми стержнями классов
A-IV и A-IIIb. Диафрагмы панелей длиной /2^ 18 м армируют
канатами класса К-7 или высокопрочной проволокой класса Вр-П.
Торцевые ребра (бортовые элементы) армируют сварными
каркасами из стали класса A-III. Для армирования плиты оболочек
применяют сетки из арматуры класса Вр-1.
185

/-/
I2 = 12000... 2'fOOO 1
Ij. = 18000
T {211000)
Рис. 6.13. Панели-оболочки типа КЖС (а) и типа КСО (в):
/—свод; 2—сплошная диафрагма; J -бортовой элемент; ■* —решетчатая диафрагма;
5 — продольная напрягаемая арматура
Конструктивное решение панелей-оболочек позволяет
использовать пространственную работу конструкщ1и при исключительно
простой ее геометрической форме. Поскольку стрела подъема
панелей составляет /=A/25... 1/22)/г, покрытия являются очень
пологими. Средний угол наклона покрытия 7...9% при
максимальной величине у ендовы 14... 18%. Все это позволяет
механизировать кровельные работы и организовать надежный отвод воды с
крыши.
Небольшая строительная высота панелей дает возможность
значительно снижать высоту стен здания. По сравнению с
сегментными фермами это снижение составляет 1..,1,5 м по
продольным стенам и 2...2,5 м- -по торцевым. Панели-оболочки
типов КЖС и КСО являются более экономичными, чем
крупноразмерные плоские плиты с двумя продольными ребрами.
Экономия бетона и стали составляет 25 ...30%. Следует отметить,
что их экономическая эффективность не снижается, если к панелям
крепят подвесные краны.
Расчет панелей оболочек производят как расчет
цилиндрического свода, работающего под нагрузкой совместно с
диафрагмами. Принимают, что вдоль оси X в своде действует лишь
продольное сжимающее усилие Nx, а поперек направляющей свода
действуют только изгибающие моменты My и поперечные силы
Максимальное значение поперечного момента
М,
у, max
=pl\l\Q.
Поэтому площадь
A^y = My^^.^^l{R,i
186
F.50)
сечения рабочей арматуры верхней сетки
7)=Wf/(8,5/?,?^)^0,003/f, F.51)

где А полная площадь поперечного сечения оболочки с
продольными ребрами. Площадь сечения конструктивной арматуры сетки
А,^^0,002А.
Площадь сечения напрягаемой арматуры двух продольных
ребер
^sp^A^x.max/i^s-max), F.52)
где Mj,,niax=/'/i/2/8 -максимальное значение изгибающего
момента.
Так как напряжения в сжатом бетоне не должны превышать
60% расчетного сопротивления на осевое сжатие /?(,, то толщина
оболочки
hf^R,AJ{OMbh). F.53)
Продольные ребра панели проверяют на поперечные силы
C)., = e + Mtg9/z, F.54)
где Q и М соответственно поперечная сила и изгибающий
момент, определенные, как для простой балки; ф — угол наклона
верхней поверхности полки в рассматриваемом сечении.
6.7 Многоволновые своды-оболочки
и своды-складки
Сводами-оболочками называют pacnopinje оболочки
двоякой кривизны, в которых пролет /i в четыре раза или более
превышает их ширину, т. е. длину волны /2. Если при этом
попереч1юе сечение конструкции представляет собой складку, то их
называют сводами-складками (рис. 6.14).
Как правило, своды-оболочки и своды-складки бывают
многоволновыми пространственными конструкциями. Их
прогрессивность обусловливается возможностью применения сборных
элементов машинного изготовления, простотой монтажа и
небольшим расходом материалов.
Стрела подъема свода колеблется в больших пределах и
составляет Д = A/12... 1/2)/,. Высота волны свода /г = A/12... 1/7)/г
и /2 = A/60'... l/40)/i.
По своему характеру свод работает под нагрузкой как арка,
имеющая в поперечном направлении криволинейный или ломаный
профиль. Распор сводов воспринимается затяжками (рис. 6.14, а, б),
фундаментами (рис. 6.14, в, г) или контрфорсами. Шаг затяжек
обычно совпадает с шагом волш>1 оболочки или должен быть
кратен ему. Распор сводов также может восприниматься
затяжками, расположенными ниже уровня пола.
Очертание сводов, монтируемых из криволинейных элементов,
принимают по дуге окружности. При применении прямолинейных
элементов очертание сводов бывает как по дуге окружности, так и
по квадратной параболе, а также по другим кривым, близким к
187

J ii = 12000... moo I ^ I i,-moo...soooo [
j li'UOOO... soooo
ь /
2-2
2980
/-
,1 tm ШЖ \щт\5оо\ ^
2980
Рис. 6.14. Покрытия из волнистых сводов с затяжками и сборными
криволинейными (а) или прямолинейными (б) элементами, большепролетные своды без затяжек
(в) и своды, монтируемые из двух элементов (<■):
/ свод; 2 затяжка; J-опорная балка: 4 торцевое ребро; J--железобетонный
хтемен!; 6 — армоцемен! ный хтемен!
кривой давления от постоянной нагрузки. Если кривые
свода очерчены в продо.тьном и поперечном направлениях
по окружности, то такие оболочки называют бачарными
сводами.
Для перекрытия складских зданий пролетом до 24 м каждая
волна свода может быть смонтирована из двух элементов,
стыкуемых в ключе свода (рис. 6.14, г). Между полуарками свода
может быть предусмотрена железобетонная рамка для крепления
зенитных фонарей.
Для зданий пролетом 18, 21 и 24 м со стрелой подъема
соответственно 9; 7,2 и 6 м целесообразно использовать армо-
цементные полу арки машинного изготовления. Армоцементная
панель-оболочка из бетона класса В25 размером Зх 12,7 м
представляет собой ребристую конструкцию с гладкой наружной
поверхностью. Ее продольные ребра высотой 380 мм, поперечные
высотой 120 мм располагают с шагом 1 м. Оболочка армируется
одной тканой сеткой, расположенной в срединной поверхности,
ребра — шюскими сварными каркасами. По сравнению с железобе-
188

тонными, армоцементные трехпшрнирные своды снижают расход
стали и бетона на 15...20%.
По торцевым краям сборные тонкостенные элементы сводов
усиливают армированными ребрами, позволяющими надежно
замоноличивать их стыки и обеспечивать устойчивость и
прочность сборных элементов при транспортировании и монтаже. При
ширине волны /2^ 1,5 м и толщине плиты ?^40мм
криволинейные элементы могут быть изготовлены без торцевых ребер.
Крайние I онкостенные элементы свода опирают на фундамент
или замыкают на опорной балке. Вместо данной балки можно
усилить торцевое ребро крайнего элемента свода.
Много волновые своды рассчитывают как п;юские двухшарнир-
ные арки, имеющие криволинейное или складчатое очертание
поперечного сечения. Волнистые своды, собираемые из двух
полуарок, рассчитывают как трехшарнирные арки. При расчете
учитываюг увеличение постоянной нагрузки, распределенной по
горизонгальной проекции свода. Дополнительная нагрузка,
вызываемая ук;юном покрытия, составляет
Я,=яA/со8ф-1), F.55)
где g постоянная нагрузка в ключе свода; ф — угол наклона
касате;п>ной к оси свода к горизонту в рассматриваемом сечении.
Проч1юсть сборных элементов проверяют на внецентренное
сжатие. При этом в сводах из прямолинейных элементов
учитывают допо;шитсльный изгибающий момент Mi=Nei, где
f 1 - максимальное расстояние между осями свода и отдельного
элемента.
6.8 Купольные покрытия
(оболочки вращения)
Конструирование куполов. Тонкостенные оболочки
вращения применяют для покрытий круг;п>1х в плане зданий и
сооружений диаметром до 100 м. например цирков, выставочных
залов, резервуаров и т. п. (рис. 6.15).
Купольные покрытия состоят из двух конструктивных
элементов: оболочки и опорного кольца. Если требуется верхнее
естественное освещение, то в куполе устраивают второе - фонарное кольцо.
По расходу материа;юв купола являются более экономичными,
чем другие обо;ючки.
Срединная поверхность оболочки вращения описывается
уравнениями второго порядка. Форму очертания поверхности диктуют
архитектурные и техно;югические требования. Однако рациональная
ее форма получается при стреле подъема купола /=A/5... 1/3) Z).
Чаще всего в строите;н>стве применяют сферические оболочки,
образованные вращением ду1 и круга.
Монолитные купола имеют, как прави;ю, гладкую оболочку
вращения (рис. 6.15, а). Ее то;пцина /5^50 мм и не менее г/600, где
189

Рис. 6.15. Конструкция монолитного (а) и сборного (б) купола:
/ — моно;1И1ная оболочка купола; 2 сборная шшта купола; 3 опорное кольцо;
4 — фонарное кольцо; 5 — рабочая ненапрягаемая арматура; 6 - мощные канаты; 7 выступ
опорного кольца
Г—радиус кривизны купола. Для оболочки кругового очертания
радиус
г = {0Ч4р)/{Щ. F.56)
Оболочка утолщается у места примыкания ее к опорному кольцу.
Оболочка монолитного купола, за исключением приопорных
зон, является сжатой, поэтому ее армируют конструктивно
одиночной сеткой. При толщине оболочки ?^80мм
устанавливают двойную сетку. Вблизи опорного кольца оболочку утолщают.
Здесь ставят дополнительные сетки с рабочими стержнями в
меридиальном и кольцевом направлениях для восприятия
растягивающих напряжений.
В настоящее время в строительстве применяют в основном
куполы с сборными оболочками (рис. 6.15,6). Разрезка оболочки на
сборные элементы может быть радиальной (для небольших
куполов) или радиально-кольцевой. В обоих случаях сборные
элементы являются ребристыми. Контурные ребра позволяют
выполнять надежные сопряжения элементов между собой, а также
с опорным и фонарным кольцами. Сборные элементы оболочки
имеют трапециевидную форму в плане. При радиальной разрезке
оболочки элементы являются криволинейными, а при радиально-
кольцевой разрезке как криволинейными, так и плоскими (чаще
всего).
Опорное кольцо, которое воспринимает распор оболочки, может
быть сборным или монолитным. В обоих случаях с целью
повышения трещиностойкости и жесткости оболочки кольцо
рекомендуют выполнять с напрягаемой арматурой. Интенсивность
190

1)
[Tfrrr-rnTf
Рис. 6.16. к расчету усилий в куполе по упругой стадии (а) и методу предельного
равновесия (б), схема расчета (в) и эпюры усилий (г);
/ -меридиональное сечение; 2 кольцевое сечение; 3—ось вращения; 4—тангенциальная
опора
предварительного обжатия опорного кольца следует подобрать из
расчета обеспечения безмоментного состояния оболочки при
действии максимальной эксплуатационной нагрузки.
Напрягаемая арматура опорного кольца анкеруется на его
выступах, расположенных по периметру в четырех, восьми и более
местах в зависимости от диаметра кольца (рис. 6.15).
Расчет куполов. В осесимметричной оболочке вращения можно
пренебречь кольцевыми изгибающими моментами Мг. Поэтому
тонкостенная оболочка с непрерывным по контуру шарнирио
подвижным опиранием, совпадающим по направлению с
касательной к оболочке, может быть рассчитана по безмоментной теории
(рис. 6.16, а).
Элемент оболочки, ограниченный двумя меридиональными и
двумя кольцевыми сечениями, находится под воздействием усилий
jVi, JV2 и Qi2. При осесимметричной нагрузке усилие 6i2 = 0.
Согласно расчетной схеме, приведенной на рис. 6.16, в, из
условия равновесия сегмента купола можем записать
^15Шф = ^р/Bя/-,), F.57)
где N -меридиональное усилие, отнесенное к единице
длины сечения; F^ — нагрузка на сегмент купола, ограниченный
углом ф.
Из выражения F.57) меридиональное усилие
191

N^=FJ{2nr^sinц>). F.58)
Тогда распор оболочки или горизонтальная проекция силы ^i
составляет
H=Ni cos (p=-F^ctg(f>/{2nr^). F.59)
Для оболочки купола выражение F.8) становится уравнением
Лапласа
NJri + N2/r2=p^, F.60)
где / — радиус кривизны оболочки по меридиональному сечению;
г2 — ТО же, по кольцевому; р^—составляющая нагрузки,
нормальная к поверхности купола (рис. 6.16, а). Зная усилие ^i, из
выражения F.60) определяют кольцевое усилие
N2 = {p^-NJr,)r2. F.61)
Из выражения F.58) видно, что в меридиональном
направлении оболочка вращения во всех точках испытывает сжатие. Так
как соотношение Ni/ri может быть как меньше, так и больше
составляющей нагрузки р^, то из условия F.61) вытекает, что в
кольцевом направлении оболочка в верхней зоне испытывает
сжатие, а в нижней — растяжение (рис. 6.16, г).
Для сферических оболочек радиусы Г1=г2 = г' и r^ = rsm(p.
Поэтому для таких куполов усилия
Ni=FjBnrsm^(p), F.62)
N2=P^r-Nu F.63)
H = F^ ctg ф/ Bnr sin ф). F.64)
В реальных конструкциях оболочка купола упруго закреплена в
опорном кольце, поэтому вблизи опорного контура в оболочке
возникают меридиональный изгибающий момент Mi и
дополнительный радиальный распор Hi. Как видно из рис. 6.16,г, по мере
удаления от опорного кольца изгибающий момент уменьшается,
мепяет знак и затухает.
Значения момента Mi и усилия Hi определяют из условия
совместности деформаций оболочки и опорного кольца купола,
т. е. из совместного решения уравнений
Са11М1+а12Я1=а1о, ^, ^.^
a2iMi+a22Hi=a2o-
Здесь аII, ai2 и Ою - взаимные углы поворота краев оболочки и
опорного кольца по линии их контакта от действия
соответственно Mi = l, Я1 = 1 и внешней tiarpysKH /?; ai2, «22 и Ого — взаимные
горизонтальные смещения краев от этих же воздействий. Для
сферических оболочек aii=s; ai2 = 0,5.s^ sin фщах; ^2 2 = 0,55''sin^Фшах
и 020 = 0,25/7.5'* [cos фп,ах+ 1/A - COS фшах)] Sin фщах/л ГДС 5 = 0,76^^? —
192

упругая характеристика оболочки толщиной t по F.13); r = ri =
= Г2 радиус кривизны оболочки.
Максимальный распор оболочки находится на уровне опорного
кольца и составляет
Я„ах = Я-Я„ F.66)
где составляющее усилие Н определяют по F.59) или F.64) при
замене угла ф на фтах-
Тогда растягивающее усилие N и изгибающий момент М в
опорном кольце от действия распора и оболочки составляют
соответственно
N = 0,5H^^,D и M = 0,5MiD, F.67)
где D диаметр купола.
При наличии фонарного кольца сжимающее усилие в нем
составляет
К=/аГа cos <ра, F.68)
где /а нагрузка на один погонный метр кольца; /-„ — радиус
кольца; фд угол распора для фонаря.
Если оболочка нагружена осесимметричной нагрузкой,
равномерно распределенной по ее горизонтальной проекции, а несущая
способность купола исчерпывается вследствие текучести
растянутой арматуры, то его рекомендуют рассчитывать методом
предельного равновесия. В предельном состоянии схемой
разрушения учитывают сквозные меридиональные трещины, идущие от
опорного кольца до кольцевой линии излома (рис. 6.16, б).
6.9 Висячие покрытия
Пространственные тонкостенные конструкции
висячего типа применяют для покрытия стадионов, спортивных залов,
рынков и других большепролетных зданий.
Висячие покрытия состоят из основной конструкции — вантов
(гибких тросов), опорного контура прямоугольной, кольцевой,
овальной или другой формы в плане и оболочки ограж:дения,
состоящей из сборных железобетонных или армоцементных плит
(рис. 6.17). Плиты крепят к вантам с помощью выступов рабочей
арматуры (рис. Ь.\1,д) или специальных крюков.
Висячие покрытия являются пологими пространственными
конструкциями, так как стрела провеса в центре оболочки
составляет лишь 4... 10% основного размера здания в плане.
Если растягивающие усилия вантов могут быть восприняты
наружными оттяжками зданий, рамами зрительных трибун и т. п.,
то покрытия выполняют с поверхностью одинарной кривизны
193
7-258

Рис. 6.17. Конструктивное решение висячих покрытий зданий круглой («).
овальной (б) и прямоугольной (в) формы в плане, покрытие с двойной системой вантов
(г), летали крепления плит к вантам (()) и сопряжения вантов (е):
I — сборная плита; 2 провисающий вант; 3 опорный контур; 4 колонна: 5
стабилизирующий вант; 6 рама; 7 бетон замоноличивания
(рис. 6.17, а). В зданиях круглой и овальной формы в плане, как
правило, принимают ортогональное расположение вантов. Их
растягивающие усилия в данном случае воспринимает жесткий
опорный контур (рис. 6.17, б, в).
Следует отметить, что для зданий, круглой в плане формы,
целесообразно применять радиальное расположение вантов. По
сравнению с покрытием, имеющим ортогональную систему
вантов, радиалыюе расположение вантов позволяет снижать
расход стали и бетона примертю па 30%.
Монтаж висячих покрытий является нес;южным. К другим
преимуществам таких покрытий опюсят возможность полного
испо;п>зования несущей способтюсти вашов, независимость плит
покрытия от пролета обо;ючки. Поэтому висячие покрытия
являются эффективными, а при пролетах более 100 м они
экономичнее любых других пространственных покрытий. Однако
таким покрытиям присуща большая деформативпость.
Для обеспечения стабильности геометрической формы висячих
покрытий ванты подвергают предварите;п>ному натяжению
следующими способами: ванты натягивают до замоноличивания
швов сборных п;шт с помощью подвесной мошажной пригрузки,
которая снимается после замоноличивания швов бетоном и;ш
раствором и приобретением им передаточтюй прочности, а
бетон оболочки обжимается; ватггы размещают в каналах и
натягивают домкратами после возведения обо;ючки; швы плит
покрытия замоноличивают бетотюм на напрягающем цементе, при
гидратации которого обо;ючка подвергается предварите;п>ному
194

обжатию; применяют двухпоясную систему вант (рис. 6.17, г), в
которой нижние ванты являются несущими, а верхние —
напрягающими.
Ванты небольших покрытий изготовляют из стержневой
горячекатаной арматуры классов А-Шв, A-IV и A-V.
Большепролетные покрытия армируют стальными канатами и специальными
пучками из высокопрочной проволоки.
Опорный контур покрытия выполняют из сборного или
сборно-монолитного бетона класса не ниже ВЗО. Для повышения
его устойчивости сборные элементы имеют корытообразное
поперечное сечение. Ванты закрепляют в опорном контуре с
помощью специальных анкерных устройств, позволяющих
регулировать их длину во время монтажа покрытия и создания в нем
предварительных напряжений.

7
ГЛАВА
Конструкции
инженерных
сооружений
7.1
Сооружения башенного типа
Общие сведения о башенных сооружениях. Башенные
сооружения являются неотделимыми спутниками современных городов и
населенных местностей. Высотные сооружения доминируют над
окружающей их застройкой и оказывают существенное влияние на
архитектурный облик района, поэтому к
конструктивно-архитектурному решению башенных сооружений предъявляют
повышенные требования.
К сооружениям башенного типа относятся радиотелевизионные
и водонапорные башни, дымовые трубы тепловых
электростанций и котельных, опоры линий электропередачи и т. д.
Главным конструктивным элементом сооружений является
железобетонный ствол. В большинстве случаев ствол представляет собой
оболочку вращения цилиндрической, конической или ребристой
конфигурации. Его бетонируют в переставной или скользящей
опалубке, а также монтируют из сборных элементов кольцевого
сечения. На стволе крепят светофоры и молниеотвод. Если
лестницы отсутствуют внутри ствола, то башня сооружается с
наружной лестницей.
196

Высотные башенные сооружения армируют напрягаемой
канатной арматурой. Канаты помещают в каналах, которые после
натяжения арматуры инъецируют специальным раствором под
давлением. Если арматуру требуется подвергать дополнительному
натяжению в эксплуатационной стадии сооружения, то канаты
покрывают защитным слоем и оставляют открытыми в
специальных пазах ствола. Через каждые 3...8 м канаты присоединяют к
стене специальными устройствами, обеспечивающими совместную
работу канатов с конструкцией ствола.
Особенности расчета ствола. Расчетная схема ствола
сооружений башенного типа представляет собой стержень постоянного
или переменного по высоте поперечного сечения. Вследствие
действия скоростного напора ветра гибкий ствол подвергается
колебанию. Поэтому при периоде свободных колебаний
сооружения Г^О,25 с ветровую нагрузку следует определять с учетом
динамического воздействия пульсации скоростного напора,
вызываемой порывами ветра. Кроме того, для стволов с уклоном
наружной поверхности не более 1,2% производят поверочный
расчет на резонанс.
Период собственных колебаний конструкции определяют по
формуле
Г=^ЯУ^ IPm/Ufilb G.1)
где ^ — коэффициент, зависящий от формы ствола; Н—высота
ствола; Ai и Bi = Mjpi соответственно площадь и изгибная
жесткость сечения / / ствола (рис. 7.1); р^ — средняя плотность
материала ствола; g ускорение силы тяжести.
Ствол сооружений башепного типа рассчитывают по так
называемой деформируемой схеме. Так как под влиянием
ветровой нагрузки и других воздействий ствол прогибается и фундамент
поворачивается, то в сечениях ствола возникают дополнительные
изгибающие моменты от вертикальных нагрузок. Под
воздействием солнечных лучей сторона ствола, обращенная к солнцу,
нагревается больше по сравнению с противоположной теневой
стороной. Поэтому ствол дополнительно прогибается в теневую
сторону.
Суммарное отклонение оси ствола от вертикали в /-й точке
составляет
,/;■=/;■ !+,/;■ 2+,/;-з, G.2)
где /1 — прогиб ствола от действия нагрузок;
,/i2 = (r, + A^)tgO*(r,.+A^H G.3)
— прогиб ствола вследствие крена фундамента;
Z.
,/;.з = |М,= .(г)./г/р,(г) G.4)
о
197

Рис. 7.1. К расчету башенных сооружений:
/ фундамент; 2—ciboji; i — обстройка
— прогиб от одностороннего
нагрева со;течными лучами,
где Mf= 1 (z) — изгибающий
момент ствола от
горизонтальной силы /"=1,
приложенной по направлению
прогиба в /-Й точке ствола;
Pi (z) = ai • а tlDi — кривизна
ствола в /-й точке при
разности температуры А г в
диаметрально противоположных
его сторонах.
Как видно из схемы,
представленной на рис. 7.1, в
опасном сечении /—/ ствола
действует изгибающий момент
+XG,/;-, G.5)
где М^ — изгибающий момент от ветровой нагрузки;
М^—дополнительный момент, возникающий вследствие отк;юнения оси
ствола от вертикали.
Расчетом проверяют также устойчивость башенного
сооружения против опрокидывания относительно фундаментной точки А
(рис. 7.1). Устойчивость сооружения является обеспеченной, если
соблюдается ус;ювие
x = Mi/M2 = X^M«-./i)/[I f^.B. + ^/)]^l'5, G.6)
где Ml — удерживающий момент; Мг — опрокидывающий момент.
При статическом расчете фундамента рекомендуют учитывать
совместную работу верхнего строения, фундамента и основания
(см. § 5.7).
Радиотелевизионные башни. Такие башни представляют собой
железобетонный ствол кольцевого сечения с внешней платформой
и металлической антеной. Внутри ствола находятся быстроходные
лифты, лестницы и разные коммуникации.
Внешняя платформа башни представляет собой кольцевую
плиту или пологую коническую обо;ючку вращения, жестко
защемленную внутренним контуром в стволе. На платформе
создают обстройку, в которой помещают технические службы,
рестораны и т. п. Поэтому радиотелевизионная башня
представляет собой комплексное высотное сооружение.
Внутри ствола в местах изменения его формы и тол1цииы
стены, а также в зонах крепления внешней платформы устраивают
диафрагмы жесткости. По высоте ствола их располагают через
30...50 м. Для эффективного снижения температурных напряжений,
образующихся в зоне ствола у фундамента сооружения, внизу
ствол заменяют гибкими ногами (рис. 7.1).
198

Радиотелевизионные железобетонные башни высотой до 600 м
и то.пциной стенок 500... 1000 мм внизу и 150...300 вверху возводят
из монолитного бетона класса не ниже В25. Рациональным
решением является применение смешанной (напрягаемой и не-
напрягаемой) арматуры. Высотные баипш армируют напрягаемой
канатной арматурой. Башни небольшой и средней высоты
армируют ненапрягаемой продольной арматурой класса А-П.
Кольцевая арматура класса A-I воспринимает растягивающие
усилия, вызываемые в стволе температурным градиентом—при
различных температурах окружающей среды внутри и снаружи
башни.
Дымовые трубы. Трубы применяют для отвода газов от
котельных и промышленных агрегатов. Их возводят из тяжелого
обычного или тяжелого и легкою жаростойкого бетона. Дымовые
трубы небольшой высоты бывают также кирпичными. Все
дымовые трубы оборудуют наружной лестницей и светофорными
плопшдками.
Высоту и внутренний диаметр трубы вверху назначают исходя
из теп;ютехнических расчетов. Высота трубы колеблется от 20 до
500 м.
Обычный бетон и кирпичную кладку стен внутри трубы
покрывают футеровкой из шамотного или глиняного кирпича, а
также из мелких жаростойких бетонных блоков. Между
футеровкой и стволом оставляют зазор толнщпой 30...50 мм, который
может заполняться теплоизоляционным материалом из расчета,
что температура на внутренней поверхности бетона не превысит
200 С. На внутренней поверхности трубы из жаростойкого бетона
температура может достигать 700 С. Для предотвращения
коррозии футеровки и бетона сгвола по его внутренней поверхности
устраивают антикоррозионное покрытие.
Ствол сборных железобетонных труб высотой до 60 м имеет
цилиндрическую форму. Его монтируют из отдельных
жаростойких железобетонных царг высотой до 3...4 м, соединенных
напрягаемой или ненапрягаемой арматурой (рис. 7.2, а). Царги
диаметром до З...3,5 м изготовляюг на заводах из бетона кл'асса
не ниже В25. Царги диаметром до 5...6 м изготовляют на
строительной п;ющадке. То;инину стенки царг определяют с
учетом консгрукций стыка продольной арматуры. Во всех случаях
она составляет не менее 150 мм.
Монтаж ствола трубы выполняют двумя способами: в
вертикальном и горизонтальном по;южепиях. Рхли ствол собирают в
вертикальном (проектном) положении, то царги соединяют
болтами и обжимают напрягаемой стержневой арматурой класса A-IV,
помещенной в каналах царг. Арматура натягивается на бетон с
помощью нарезных муфт, расположенных по высоте ствола. В
горизонтальном положении собирают трубы высотой до 40 м.
Царги соединяют напрягаемой канатной арматурой, укладывае-
199

мои в каналах на всю высоту
ствола. Подъем ствола и его
установку в рабочее
положение выполняют с помощью
двух мачт или самоходного
стрелового крана.
Ствол монолитных
железобетонных труб имеет
цилиндрическую или
коническую форму при
минимальном диаметре выходного
отверстия 3,6 м.
Цилиндрические трубы возводят в
скользящей, а конические — в
переставной инвентарной
опалубке, позволяющей изменять
толщину стенки ствола и его
диаметр.
Минимальная толщина
стенки 1 = Г2 — Г1 вверху
монолитного ствола зависит от его
внутреннего диаметра 0^.
При диаметрах Z)i^5m,
5m<Z)i^7m и Z)i>7m
принимают толщину
соответственно не менее 160; 180 и
200 мм. Минимальный класс
обычного и жаростойкого
бетона В15. Напрягаемую
арматуру класса A-VI и канаты
стыкуют по высоте трубы
внахлестку без сварки.
Ствол кирпичной трубы
усиливают кольцевой арматурой
или стяжными наружными
кольцами, если температура внутренней поверхности кладки
100° С и более.
Расчет дымовых труб выполняют на действие ветровой
нагрузки, веса трубы и температурного перепада,
возникающего вследствие разности температур на внутренней и
наружной поверхности бетона ствола. Расчет по прочности и тре-
щиностойкости ствола проводят для вертикальных и
горизонтальных сечений, расположенных не реже чем через 40 м
по высоте трубы. При этом учитывают три
температурных режима: кратковременный нагрев в зимний период;
длительное действие повышенных технологических температур
в летний период и последующее действие зимней темпера-
Рис. 7.2. Сборная прсдЬаритсльно
напряженная цилиндрическая труба из
жаростойких железобетонных царг (а) и
монолитная коническая труба из
обычного бетона с футеровкой F):
I — фундамент: 2 ствол; J-отверстие
для борова; 4 металлическая лестница; 5
светофорная площадка
200

Рис. 7.3. Типы водонапорных башен (а), контурные усилия в узле (б):
I фунламеш; 2 ствол; i - резервуар: 4 покрытие
туры; остывание до нормальной температуры после
длительного нагрева бетона.
Толщину стенки ствола и площадь сечения вертикальной
арматуры определяют из расчета горизонтальных кольцевых
сечений, а площадь сечения кольцевой арматуры из расчета
вертикальных сечений стенки ствола.
Температурный перепад вызываег изгиб стенки при
нормальных напряжениях в вертикальных сечениях ствола. При этом
сжатая зона бетона находится с внутренней, а растянутая - с
наружной стороны стенки, поэтому кольцевую арматуру
помещают как можно ближе к наружной стороне ствола.
Так как с увеличением толщины стенки ствола возрастают
усилия от температурного перепада, то несун1ую способность
трубы целесообразно повышать путем увеличения диаметра
трубы. В данном случае уменьн1ается гибкость ствола и снижается
расход арматурной стали и бетона.
Водонапорные башни. Назначение водонапорных башен
-регулировать напор воды в водопроводной системе при отсутствии
или бездействии насосных станций, а также обеспечивать водопот-
ребление, предохранять систему от гидравлических ударов и т. п.
Современные башни состоят из железобетонного фундамента и
ствола, а также железобетонного или металлического резервуара
(рис. 7.3). Основными параметрами водонапорных башен
являются: объем резервуара E0, 100, 200, 300, 500, 800, 1200, 1500 и
2000 м^) и альтитуда проектного поло.жения его дна A2, 18, 24, 30,
36 и 42 м).
Для обеспечения требуемой температуры воды, стены
резервуара снаружи покрывают теплоизоляционным материалом либо
201

открытый резервуар помещают внутри специального строения —
шатра. При быстром водообмене температура воды в резервуаре
мало понижается даже при низких температурах внешней среды и
мало повышается в условиях жаркого климата, поэтому часто
возводят железобетонные резервуары без применения тепловой
изоляции и тем более шатрового ограждения.
Водонапорные башни могут иметь как один, так и несколько
резервуаров, в том случае, если требуется снабжение водой
различного качества по чистоте и температуре. По
конструктивному решению резервуар представляет собой монолитную оболочку
вращения цилиндрической, конической или более сложной формы.
В конструкцию резервуара входит также его опорное кольцо. Для
повышения трещиностойкости резервуаров опорные кольца
подвергают предварительному обжатию с натяжением канатной
арматуры на бетон. Покрытие резервуара выполняют из сборных
элементов.
Стенки резервуаров толщиной 120... 150 мм выполняют из
гидротехнического бетона класса не ниже В20. Резервуары
бетонируют в проектном положении или чаще всего внизу ствола
с последующим подъемом с помощью системы домкратов.
Ствол водопроводных башен имеет форму цилиндрической или
конической оболочки вращения с толщиной стенок 120... 150 мм.
Монолитный ствол возводят из бетона класса не ниже В15,
армируют продольными стержнями классов A-III и А-П
диаметром не менее 12 мм и кольцевой арматурой класса A-I
диаметром не менее 8 мм с шагом соответственно 200 и
250 мм.
Сборный ствол монтируют из царг высотой 2...3 м,
изготовленных из бетона класса не ниже В20. Царги армируют
конструктивной арматурой класса A-III. Ствол башен собирают в
вертикальном или горизонтальном положении с последующим
натяжением арматуры на бетон.
При расчете и конструировании элементов водонапорной
башни учитывают следующие сочетания нагрузок: все постоянные
нагрузки, ветровая и снеговая нагрузки и давление жидкости,
представляющие основное сочетание нагрузок при проверке
несущей способности резервуара и ствола; все постоянные
нагрузки и ветровая нагрузка при опорожненном резервуаре —
при проверке устойчивости башни против опрокидывания; все
постоянные и временные вертикальные нагрузки при проверке
несущей способности сжатого ствола.
Статический расчет железобетонного резервуара и ствола
сопряжен с большим объемом вычислений и поэтому его
выполняют на ЭВМ. При этом учитывают неупругие деформации
бетона.
Опоры линий электропередачи. Электрификация играет ведущую
роль в развитии всех отраслей народного хозяйства, поэтому для
202

строительства воздушных линий электропередачи следует
применять технически прогрессивные долговечные опоры.
По напряжению передаваемой электроэнергии разделяют
линии низкого @,4 и 1 к В), среднего F и 10 кВ) и высокого
C5... 1500 кВ) напряжения. По назначению опоры подразделяют
на проме,жуточные (рис. 7.4) и анкерные. Промежуточные опоры
на повороте линии называют угловыми. Промежуточные
составляют 80...90% общего количества опор. Анкерные опоры, которые
обладают повышенной несущей способностью, устанавливают
через определенные расстояния.
Наиболее ответственными являются опоры линий
электропередачи высокого напряжения. Их возводят из предварительно
напряженных центрифугированных стоек, изготовленных из бетона
классов В40...В60. Как правило, стойки армируют смешанной
(напрягаемой и ненапрягаемой) стержневой арматурой класса A-V
(или канатами класса К-7), равномерно распределенной по длине
окружности кольцевого сечения. Поперечную (спиральную)
арматуру выполняют из проволоки класса Вр-1 диаметром 4...5 мм с
шагом 80...120 мм. Толщина стенки ствола составляет 50...80 мм.
Толщина защитного слоя бетона для арматуры должна быть не
менее 15 мм.
Высота опор зависит от их типа и назначения, диаметра и
допустимой стрелы провеса проводов, расстояния от проводов до
поверхности земли и климатических условий, способствующих
напору ветра и обледенению проводов.
Практика строительства показывает, что для линий
напряжением до 154 кВ включительно наиболее рациональными являются
свободЕЮ стоящие одностоечные опоры на стойках конической или
цилиндрической формы (рис. 7.4, а). Для линий напряжением 220 и
330 к В рекомендуют одностоечные опоры на оттяжках. Для линий
напряжением не менее 500 кВ наиболее экономичным типом опор
является железобетонный портал с цилиндрическими стойками и
оттяжками (рис. 7.4, г).
Стойки опор без оттяжек заглубляют в грунт на глубину
примерно 3 м по принципу устройства буронабивных свай. При
закреплении стоек в нарушенном грунте на расстоянии примерно
0,5 м от поверхности земли устраивают горизонтальные
железобетонные брусы-ригели. Стойки портальной опоры шарнирно
соединяют со свайными или грибовидными фундаментами.
Основной нагрузкой промежуточных опор при нормальном
режиме работы проводов (при необорванных проводах и тросах)
является ветер, действующий перпендикулярно направлению
трассы на провода и элементы опоры. Угловые и анкерные опоры,
кроме того, получают нагрузку от натяжения проводов. При этом
стойки и траверсы опор без оттяжек работают на изгиб
(рис. 7.4, г5). Стойки опор с оттяжками подвергаются осевому или
внецентрешюму сжатию.
203

Рис. 7.4. Промежуточные одностоечная (а, б. в) и портальная (<>) опоры воздушных
линий электропередачи высокого напряжения:
/—-сюйка; 2- траверса; i - гирлянда для изоляторов; 4 сюйка грозозащитною ipoca;
5 провод: 6 опяжка; 7 фундамент; 8 стальной трос; У брус-ригель
Расчет усилий в элементах опор производят по деформируемой
схеме, в том числе с учетом поворота стоек в грунте. Считают,
что оттяжки могут воспринимать только растягивающие усилия.
Все стойки проверяют на нагрузки, возникающие при их
транспортировании и монтаже.
Опоры линий высокого напряжения дополнительно
рассчитывают на аварийный ре.жим работы проводов (при обрыве одного
провода или троса). При этом в стойках опор возникают
крутящие моменты Т=На и изгибающие моменты М=НИ
(рис. 7.4, в).
7.2
Резервуары
Общие сведения о резервуарах. Емкостные сооружения
предназначаются для хранения жидкостей, газа и нефти, поэтому
резервуары широко применяют в коммунальном хозяйстве
городов, населенных мест и промышле1и1ых предприятий. В
зависимости от назначения резервуары бывают наземные, полуподземные
(частично заглублённые), подземные и подводные. Они могут быть
без покрытия, с плоским плавающим покрытием и с несущим
покрытием.
Для поддержания стационарного теплового режима внутри
полуподзем1юго и подземного резервуаров покрытие утепляют
слоем грунта толщиной 1 м и утеплителем — керамзитом и т. п.
Не рекомендуют заглубление резервуаров ниже уровня грунтовых
вод, поскольку при этом усложняются строительные работы и
утяжеляется конструкция монолитного днища.
204

По технологии возведения резервуары делят на сборные,
монолитные и сборно-монолитные. Сборные конструкции
позволяют сократить расход бетона, ускорить строительные работы и
снижать стоимость резервуара. Стоимость железобетонных
резервуаров несколько больше, чем металлических. Однако с учетом
затрат на ремонтные работы экономически целесообразно
емкостные сооружения возводить из железобетона. Наиболее
выгодным, с точки зрения стоимости и эксплуатации больших
емкостных сооружений, являются предварителыю напряженные
цилиндрические резервуары.
К резервуарам для хранения природного сжиженного газа и
большим резервуарам для нефти предъявляют повышенные
требования по безопасности при эксплуатации. С этой целью
вокруг резервуаров устраивают ограждающие стены из
предварительно напряженного железобетона.
Под днищем резервуаров устраивают подготовительный слой
толщиной 100 мм из бетона класса В3,5 и цементной стяжки.
К стенам и днищу резервуаров предъявляют требования по
непроницаемости и коррозионностойкости. Последнее требование
имеет особую важность для резервуаров, предназначенных для
хранения нефтепродуктов. Непроницаемость резервуаров
обеспечивают путем применения специальных плотных бетонов,
непроницаемых стыков сборных элементов, в том числе из бетона на
расширяющемся цементе, созданием предварительных
напряжений, а также покрытия изнутри цементной штукатуркой,
торкретбетоном, керамическими и специальными плитками.
Для конструкций резервуаров применяют арматуру классов
A-III и Вр-1 (в качестве конструктивной допускают арматуру
классов A-I и А-И). Предварительное обжатие элементов
резервуаров выполняют арматурой классов A-IV. A-V, Вр-И и К-7.
Усилия в стенах резервуаров определяют с учетом упругой
стадии напряженного состояния бетона, поскольку в них не
допускается образование трещин. При этом учитывают следующие
случаи нагру.жения резервуара: заполнен жидкостью, однако не
осыпан грунтом (случай испытания резервуара на
непроницаемость); пустой, однако, обсыпан грунтом; заполнен, обсыпан
грунтом и подвергнут неравномерному нагреву или охлаждению,
например при хранении нефтепродуктов; на резервуар действуют
несимметричные горизонтальные нагрузки.
Днище резервуаров рассчитывают на напор грунтовых вод р^.
В остальных случаях арматуру ставят конструктивно. Однако во
всех случаях на участках, примыкающих к стене и фундаментным
блокам колонн, днище усиливают арматурой.
Незаполненный резервуар должен быть проверен на всплытие
из условия
0,96>1,Ы/;„, G.7)
205

Рис. 7.5. Цилиндрический монолитный рсзсрь>ар с безбалочным (а) и сборный
резервуар с балочным {б) покрытием, а также стеновая панель (в):
/ монолитная стена; 2 сборная стеновая панель; S колонна; 4 монолитное днище;
5- фундаментный блок; 6 монолитное бечбалочпое покрытие; 7-- сборная балка; 8 — c6opj
пая плита покрытия; У — бетонная подготовка; 10 битум; //—выравнивающий слой
цементного раствора: /2—напрягаемая арматура; 13 занштный слой из торкретбетона
где G вес резервуара; /1 площадь основания резервуара.
Цилиндрические резервуары. Их выполняют как из
монолитного железобетона, так и из сборных элементов (рис. 7.5). При
вместимости резервуаров 500 м^ и более бетон стен подвергают
предварительному обжатию. Сборные цилиндрические резервуары
экономичнее прямоугольных при относительно небольн1Их
емкостях, т. е. когда их объем не превьпнает 600 м^. Полезная
высота резервуаров 1,8; 3,6 и 5.4 м.
Безбалочное покрытие, которое позволяет снижать
конструктивную высоту покрытия и углубление резервуаров, применяют
обычно при монолитных стенах. Рхли стены состоят из сборных
вертикальных панелей на всю высоту резервуара, то применяют
балочные, купольные и другие сборные покрытия.
Номинальная Н1ирина стеновых панелей 3,14 и 1,57 м
(рис. 7.5. в). Панели устанавливают в паз между двумя кольцевыми
ребрами днища. Швы между панелями заполняют
водонепроницаемым бетоном. Когда передаточная прочность бетона R^p
достигает 70% его класса, резервуар снаружи обжимается
кольцевой напрягаемой арматурой. Натяжение высокопрочной
проволочной или канатной арматуры производят на бетон с помощью
специальной навивной маншны. Высокопрочную стержневую
арматуру натягивают электротермическим способом. По окон-
206

5)
-.—
1—
\ h
\Нг,
1
z
t-
"max
Рис. 7.6. К расчету стен
цилиндрического резервуара:
а гидростатическое давление
жидкости на стену; б эпюра кольцевых
растягивающих усилий: е- эпюра
изгибающих моментов в кольцевых
сечениях: г - усилия в узле сопряжения
стены с днищем
чании процесса натяжения арматуру защищают от коррозии
торкретбетоном.
Гидростатическое давление жидкости на глубине z от ее
поверхности (рис. 7.6, а) составляет
Р. = У/Уа^, (-8)
где у^ коэффициент надежности по нагрузке; у^ = pg - удельный
вес жидкости, где р--плотность материала, g - ускорение силы
тяжести; z расстояние, м. Давление р^ вызывает в стене
резервуара растягивающие усилия Л^..
Из условия равновесия сил полукольца, принадлежащего
цилиндру больнюй длины и высотой, равной единице,
растягивающее усилие
где г радиус кольца. Вследствие жесткого сопряжения стены с
днищем радиальные перемещения стены на уровне днища
практически равны нулю. Здесь действуют изгибающий момент Л/^^х и
поперечная сила Q^^^ (рис. 7.6, г). В связи с этим усилие Л^.
снижается, а по высоте стены возникают изгибающие моменты
М., действующие вдоль образующей.
' Кольцевые усилия N. и изгибающие моменты М^, находящиеся
на расстоянии h z от днища, определяют с учетом краевого
эффекта:
Л^_. = Л^.J-;^^^^r[в-''cosф + в~^inф(l-.9//7)], G.10)
М, = 0,5/>„,,.92[A-.9//7)в-''СО8ф-в-''8Шф], G.11)
207

где yV^j -усилие по G.9); р^^^ гидростатическое давление
жидкости внизу стены; s=^0J6^/rt — характеристика стены резервуара;
Ф = (// —z)/5 безразмерная координата.
Из выражения G.11) вытекает, что максимальный изгибающий
момент
M^,^ = 0,5p^,y{\-s/h). G.12)
Эпюры кольцевого усилия Л^. и изгибающего момента М.
приведены на рисунках 1.6,6 и в.
Площадь сечения кольцевой напрягаемой арматуры стены
резервуаров определяют из расчета по образованию трещин
центрально растянутого элемента, к которому предъявляют
требования 1-й категории трещиностойкости. Площадь сечения
кольцевой ненапрягаемой арматуры небольших резервуаров из
монолитного бетона вычисляют из условия
A>NJR,.
G.13)
Прямоугольные резервуары. В цилиндрических резервуарах
больших диаметров возникают трудности по конструированию и
возведению покрытия, поэтому сборные и сборно-монолитные
резервуары большой емкости (от 6 до 20 тыс. м ) проектируют,
как правило, прямоугольными в плане (рис. 7.7).
Стены прямоугольных резервуаров работают на изгиб в двух
направлениях. Их толщина обычно больше чем в цилиндрических
Рис. 7.7. Прямоугольный монолитный (а) и сборный (б) резервуары:
/ - монолитная стена: 2 стеновая панель; S Ko.ioinia; 4 монолитное днище; 5
фундаментный блок; 6 монолитное безбалочное покрытие; 7-сборочная балка; 8 сборочная
плита; У бето1Н1ая подготовка
208

Н:
м,
'//у///7.
Рис. 7.8. Конструктивная (а) и расчетная схемы прямоугольного резервуара при
давлении грунта {б) и жидкости (в)
резервуарах той же вместимости. Сборные стеновые панели
высотой свыше 4 м выполняют ребристыми.
Если стены возводят из монолитного железобетона,
то целесообразно применять безбалочное покрытие (рис. 1.1,а).
Для резервуаров со сборными стенами рекомендуют
сборные балочные покрытия (рис. 1.1,6). При этом рекомендуют
принимать один типоразмер плит покрытия при номинальной
ншрине 3 или 1,5 м.
Сборные стеновые панели резервуара, как правило, выполняют
из обычного тяжелого бетона. В некоторых случаях их
изготовляют с напрягаемой арматурой. Панели соединяют между собой
сваркой выпусков арматуры. Швы шириной 140...200 мм
рекомендуют заполнять бетоном на расширяющемся цементе. Угловые
участки стен для всех резервуаров выполняют монолитными (узел
Б на рис. 7.7).
Стену резервуара рассчитывают по балочной схеме (рис. 7.8).
Принимают, что стена является жестко защемленной в днище и
шарнирно опертой на уровне перекрытия. Если стены имеют ребра
или опираются на колонны, то их рассчитывают как плиты,
опертые по контуру с тремя защемленными гранями и шарнирно
опертой гранью в уровне перекрытия. Расчет ведут с учетом
гидростатического давления жидкости, а также давления грунта и
грунтовой воды (см. § 7.5).
Так как давлениями жидкости и грунта вызываются
изгибающие моменты противоположных знаков, то монолитные стены и
стеновые панели резервуаров армируют двойными сетками.
Площадь сечения рабочей арматуры определяют из расчета на
прочность и на ишрину раскрытия трещин.
7.3 Бункера
Конструктивное решение бункеров. К бункерам
относятся емкостные сооружения для хранения сухих сыпучих
материалов (песка, щебня, руды, угля и т. п.).
209
8-258

в конструктивном отноп1ении бункера представляют собой
пространственные конструкции прямоугольной или квадратной
формы в плане с размерами а^8м и Ь^вм (рис. 7.9). Внизу
призматического бункера находится воронка пирамидальной
формы. В некоторых случаях бункер состоит из цилиндрической
емкости и конической воронки.
Для бункеров cooTHOHienne размеров стен должно отвечать
условию h^\,5a, где а>Ь, или h^\,5D, где D диаметр
цилиндра. При больнюм количестве сыпучего материала
применяют бункера лоткового типа длиной до 20 м с несколькими
загрузочными и разгрузочными отверстиями. В некоторых случаях
устраивают многоячейковые бункера (рис. 1.9,6).
Угол наклона воронки а принимают на 5... 10 больпю угла
естественного откоса сыпучего материала для обеспечения полного
истечения материала.
Железобетонные бункера выполняют из монолитного или
сборного железобетона. Так как для сборных бункеров характерна
повьппенная деформативность, то их строят сравнительно не-
больнюй вместимости и, как правило, цилиндрической
формы. В сборных бункерах воронки могут быть
металлическими.
Чтобы стены бункеров быстро не изнаншвались, их защищают
облицовкой из стальных листов или специальными плитками.
Рхли сыпучий материал оказывает вредное химическое
воздействие на бункер, то его стены покрывают защитной
футеровкой.
Стены монолитных бункеров чаще всего имеют постоянную
толщину не более 160...200 мм. Толщину воронки утечки
принимают не менее 150 мм. Стены сборных бункеров монтируют из
плоских панелей. Однако панели болыпих размеров изготовляют
ребристыми, причем ребра должны находиться с наружной
стороны бункера. Панели соединяют путем сварки закладных
стальных деталей и замоноличивания стыков.
Стены и воронки монолитных бункеров возводят из бетона
класса не ниже В15, если их размер а не более 6 м, и не ниже В20,
если а>6 м. Сборные элементы таких бункеров изготовляют из
бетона класса не ниже соответственно В20 и В25. Стены бункеров
армируют, как правило, двойными сварными сетками из стержней
класса А-1И. Расстояние между рабочими стержнями 100...200 мм,
а между конструктивными — 250...300 мм.
В цилиндрических бункерах кольцевую арматуру из стали
класса А-П диаметром не более 16 мм укладывают с niaroM
100...200 мм ближе к наружной поверхности стены. Вертикальную
конструктивную арматуру класса A-I принимают диаметром
10 мм при коэффициенте армирования не менее 0,4%.
Расчет бункеров. Давление сыпучего материала заполнения на
стенки бункера зависит от физических свойств самого материала и
210

Рис. 7.9. Одиночный (а) и многоячсйковый F) бункера из монолит ног о жслсзо-
бсюна:
/ Ciena: 2 вороика: 3 течка; 4 покрытие; 5—колонна
расположения рассматриваемой точки, а также от наклона стенки.
Интенсивность данного давления вычисляют с учетом
предпосылок теории сыпучих тел, не учитывающими трения между сыпучим
материалом и стенками бункера.
На глубине z от поверхности сыпучего материала вертикальное
и горизонтальное дав.гения на стенки соответственно составляют
/',. = У/Уг' G-14)
где у^=1,3 — коэффициент надежности по нагрузке; Уд = 9дЕ —
удельный вес материала;
x = tg^D5 -ф/2) G.16)
коэффициент бокового давления материала, где ф — угол его
внутреннего трения. Для жидкости угол ф*0, коэффициент х=1 и
выражение G.15) принимает вид формулы G.8).
Нормальное р„ и касательное p^ компоненты давления на
наклонные стенки
p„=p,cos^a.+p„sm^ а. = у fy^^z, G.17)
/>, = (/?,, —/jft) sin а cos а, G.18)
где p^. по G.14) и р^ по G.15); а угол наклона стенки воронки к
горизонту;
P = cos^a + xsin^a. G.19)
211

Рис. 7.10. К расчету бункеров:
/ - ■ линии разрушения
К />„ И />, добавляют составляющие от собственного веса воронки.
В случае загрузки бункера грейфером или из
саморазгружающихся вагонов, когда сразу может заполняться не менее половины
бункера, причем сыпучий материал падает со значительной
высоты, давление на стенки бункера умножают на коэффициент
динамичности p<i,„ = l,4. При объеме одновременно загружаемой
массы материала менее /(, вместимости бункера коэффициент
Pdin=\. В других случаях его значение определяют по
интерполяции.
Так как бункер представляет собой жесткую тонкостенную
пространственную конструкцию, то расчет усилий производят на
ЭВМ по специальным программам. При этом лотковые бункера
рассчитывают как призматические складки, а цилиндрические -
как оболочки вращения.
Прямоугольные стенки призматической части бункера и
трапециевидные элементы его воронки можно рассчитывать прибли-
.женными методами. Под действием сыпучего материала в стенках
бункера возникают изгибающие моменты от местного изгиба, а
также растягивающие усилия из-за взаимного влияния
нагруженных соседних стенок (рис. 7.10, а, 6).
Наклонные стенки воронки испытывают растяжение в обоих
направлениях. При соотношении основ трапециевидного элемента
a/ai<4 стенку рассчитывают как прямоугольную в плане плиту с
размерами:
aca( = 2a(a + 2ai)/[3(a + ai)], G.20)
Ccai = c-a(a-ai)/[6(a + ai)]. G.21)
212

Если соотношение основ элемента a/aj^4, то его рассчитывают
как треугольную плиту с размерами acai = a и
Ccai = caj[a — a^). G.22)
Обозначения, принятые в выражениях G.20)...G.22), видны из
рис. 7.10,6.
Для удобства расчета давление на наклонные стенки воронки
приводят к среднему равномерно распределенному нормальному
давлению
Pn = УfУ,h,^\\+a|[a + a,) + Ъh|h,'\|Ъ, {12Ъ)
где коэффициент р - по G.19).
Растягивающие силы в плоскости стенки воронки
A^^. = 0,5/>„/)sina^./sin^a,„ (V.24)
A^,, = 0,5/>„flsinaj,/sin^a^., G.25)
где />„-нормальное давление сыпучего материала по G.17)
или G.23); а и b ширина стенки на рассматриваемой глубине; а^
и а,, — углы наклона стенки к горизонту по направлениям осей х
или у.
Площадь сечения арматуры бункера определяют по расчету на
проч1юсть внецентренно растянутых вертикальных и
наклонных элементов. Рхли сыпучий материал не может оказать
агрессивного воздействия на арматуру, то рекомендуют
изгибающие моменты элементов вычислять по методу предельного
равновесия с учетом пластических линейных шарниров- линий
излома (рис. 7.10, г).
Прочность бункера проверяют на разрыв стенок
горизонтальными силами (рис. 7.10, о), на разрушение стенок по нормальному
или наклонному сечению при общем изгибе бункера (рис. 7.10, в), а
также на отрыв воронки (рис. 7.10,,ж).
Площадь сечения скатной арматуры воронки, которой она
присоединяется к вертикальным стенам бункера, рассчитывают на
1 м кромки воронки
A,^N/R„ G.26)
где
A^=[0,5(F+G2)]/[(fl + /))sina] G.27)
— растягивающее усилие, где V вес сыпучего материала;
G2—вес воронки.
При определении усилий в колоннах многоячейковых бункеров
следует учитывать совместную работу основания, фундамента
и верхнего строения, согласно рекомендациям, изложенным
в § 5.3 и 5.4.
213
9-258

7.4 Силосы
Конструктивные решения цилиндрических силосов. Си-
лосами называют саморазгружающиеся хранилища сыпучих
материалов, имеющие болыную глубину по сравнению с размерами
сооружения в плане, т.е. при hlr^3..A (рис. 7.11).
Силосные корпуса, состоящие из нескольких силосов, являются
исключительно компакт1п>1ми сооружениями с высоким
коэффициентом полезного объема, составляющего 0,8...0,95. М1югоячейковые
силосы позволяют создать болыние емкости при относительно
неболыних площадках застройки. Высоту силосов ограничивают
несущей способ1Юстью основания (типовая высота Я = 30м).
Длина силосных корпусов с цилиндрическими силосами не должна
превышать 60 м при отнонюнии их длины к нгирине не более 3.
Загрузку силосов производят через загрузочные полки в
надсилосном покрытии, к которым материал подается
пневмотранспортом, Н1неками, транспортерами и т. п. В подсилосном
помещении помещают транспортные механизмы. В отдельных
случаях целесообразно применя гь сююсы без полси.юс1п>1х этажей,
в которых стены опираются на фундаменты. В таких сооружениях
разгрузку материала осуществляю! через отверстия в стенках
наружу или через отверстия в днище и специалып>1е разгрузочные
подземные галереи. Для уменьнгения динамических нагрузок,
возникающих при загрузке и разгрузке силосов болыних
диаметров, внутри сооружения устраивают разгрузоч1П>1е трубы.
Номинальный наружный диаметр силосов сос1авляет 3; 6 и
12 м. При особых требованиях к хране1шю материалов си.юсы
могут быть диаметром 15: 18 и 24 м. Однако по затрате
материалов и стоимости сфоигельных работ оптимальный размер
диаметра силосов 6 м.
Монолитные железобетонные стены толщиной 160 мм
бетонируют в скользящей опалубке из бетона класса не ниже В!5. Если
диаметр силоса 12 м и более, то стены толщиной 200...240 мм
возводят из бетона класса не ниже В20. Стены армируют
двойными сетками, сос10ян1,ими из горизонталыюй (кольцевой)
арматуры классов Л-П и A-III диаметром 10...16 мм и вертика.ть-
ной арматуры класса А-1 диаметром 10 мм. Силосы диамегром
3 и 6 м в верхней трети высоты могут быть армированы
одиночной сеткой. Сшюсы диамегром 12 м и более армируют
напрягаемой ко.1п>цевой арматурой.
Сборные силосы диаметром 3 м возводят из объемных
элементов высотой 1200 мм и толщиной стенки 100 мм. При диаметре
6 м сте1п>1 си;юсов собираю! из oTflej!bHb!x криволинейных
элементов (рис. 7.11, о). Каждый ярус сос!ОИ! из четь!рех кри-
волинейнь!х элементов, соелине!1!1!>!х болтами. C6op!i!>!e ).1!емен!Ь!
имеют спло!!!Ное поперечное сечение тoJ!щинoй 100 мм Ю!и
ребристые с толщиной плит!>! 60 мм и высотой ребер ! 50 мм.
214

ч1
гт-^
5)
KMtv^V
rx>
W'yF\
'Ш///////Ш//77Щ^}///°////)//////Л
^S
Z2 j^^
^■^^
P;»-. 7.11. Конструкция моиолнт111>1Х {a) и сбориьлх {v. в) шишплрп'юскпх силосчм!
и их Kopii>co[s;
/ моиолшиая ciciia: 2 чк^лолшиая воро]]ка. j' иилжлр: ■/ ф\1]ла\]1.']11]]ая илша;
■> налсил(К]]ая 1алерея; 6 сборные ciuiiOHbiii jjcmciii; ~ ^.оориия BupdiiKa: V 11-оора!1]::я
рама: 'V cictiiiiKK' (мражк'мис; 10 ме1алл11чесК11я иороика

Сборные силосы диаметром 12 м собирают из
панелей-оболочек каннелюрного типа (рис. 7.11, в). Номинальная ширина
элементов 1,54 м и высота 3 м. В наружных пазах торцевых ребер
панелей устанавливают напрягаемую кольцевую арматуру.
Натяжение арматуры производят при укрупненной сборке отдельных
кольцевых царг и созданием изнутри распора сжатым воздухом.
После натяжения арматуру тщательно защищают цементным
раствором, наносимым способом торкретирования.
Конструкция днища силоса зависит от необходимого его
наклона, т. е. угла а, и типов разгрузочного оборудования. При
небольших углах а силосы могут иметь плоские днища с
выпускными отверстиями в центре. В данном случае уклон дна
образуют при помощи забутки из монолитного или сборного
бетона. При больших углах а целесообразно применять
железобетонные или стальные воронки. Их опирают непосредственно на
колонны подсилосного этажа или через специальные кольцевые
балки.
Расчет цилиндрических силосов. Расчет силосов производят с
учетом давления сыпучего материала, а также веса конструкций,
ветровой и снеговой нагрузок.
Статическое давление сыпучего материала на степы силоса
определяют по формулам Янсена — Кенена. На глубине z
(рис. 7.12) статическое горизонтальное давление
Ph,slat
HU
1-ехр( -^z
G.28)
где у^=1,3- коэффициент надежности по нагрузке; yg = pg
удельный вес сыпучего материала; А — площадь сечения ячейки
силоса; ц — коэффициент трения материала о стены силоса;
и—внутренний периметр поперечного сечения ячейки силоса (для
цилиндрических силосов A/U = r/2).
Касательное давление материала, передающееся через трение о
стенки ячеек силоса, составляет
Pv = \^Ph,stat, (V.29)
где \х — коэффициент трения.
При истечении сыпучих материалов возникает повышенное
горизонтальное давление на стены силосов, значительно
превышающее pi,,siai по G.28).
После открывания затвора материал в силосе разрыхляется и
его свойства приближаются к свойствам жидкости, что приводит к
повышению давления на стены.
Динамическое горизонтальное давление
PH,dir,= '^.(y^ygexp[-Q,5iix{h-z)U/A]z, G.30)
где X — коэффициент бокового давления по G.16).
Полное горизонтальное давление сыпучего материала
216

Рис. 7.12. К определению давлений
сыпучего материала на стены цилиндрического
силоса
Ph='{Ph,stat+Ph.din)lyb G-31)
где у,; —коэффициент
условий работы силоса. Его
значение для степ внутренних
силосов в корпусах 2; для
плоских дпищ и воронок 1,3;
для плоских дпищ с
забутками толщиной 1,5 м и более 2.
В других случаях
коэффициент У/1 = 1.
Вследствие действия
горизонтального давления, степы
силоса подвергаются
растяжению в вертикальных
сечениях усилием
Данное усилие воспринимается кольцевой арматурой.
В горизонтальных сечениях стены си1юса сжимаются погонным
усилием
где A^j сила от собственного веса степы; N2
падсилосной галереи;
^^ = {УгУд2-рн,зш1У')А/и
— сила от трения сыпучего материала о стены силоса.
В горизонтальных сечениях кроме силы Л^, действует
изгибающий момент М от горизонтального давления р^ по G.31). Для
цилиндрических силосов момент М определяют как для оболочки
вращения с учетом краевого эффекта. Таким образом прочность
стены силоса в горизонтальных сечениях проверяют как для
внецентренно сжатого элемента.
На днище силоса действуют нагрузки от собственного веса и
вертикального давления сыпучего материала Рк=р^1У; где
коэффициент X по G.16). Нормальное и касательное составляющие
данного давления составляют
p„=Pv cos^ а+р^ sin^a=/>;, (cos^a/ х + sin^a), G.35)
p, = {p^—p^)smacosa=p^[\/y.— l)sinacosa. G.36)
Методика расчета днища зависит от его формы, вида материала и
способа соединения со стеной силоса.
Расчет колонн многоячейковых силосов имеет свои
особенности, обусловленные совместной работой основания,
фундаментной плиты и надземного строения. Из-за совместной их
работы продольные силы в крайних колоннах увеличиваются, а в
средних— уменьшаются по сравнению с усилиями, полученными
при раздельном расчете конструкций силосного корпуса.
G.32)
G.33)
-сила от нагрузки
G.34)
217

I'lic. 7.13. Силосный корпус с квадратными в плане силоса.ми'.
и схема и.шна; » сборные )лемен1Ы: « лс1аль сопряжения cien монолшпых силосных
корпусов; ,' 10 же. сборных;
() имиоаюшие моменты в cienax си.юса;
/
ОО.Г1
Особенности конструирования и расчета квадратных в плане
силосов. Для хранения зерна и продуктов их переработки
используют в основном СИ.'ЮСЫ квадратной в плане формы
(рис. 7.13). Рациональным размером стороны квадрата
монолитных и сборных силосов является 3...4 м. Стены силосов
армируют двойными сетками, состоящими из рабочих
горизонтальных и мошажных вертикальных стержней.
Сборные силосы монтируют из элементов трех типов:
пространственных блоков, Г-образных и плоских элементов (рис. 7.13, о,
в, г). Номинальная высота элементов 1200 мм при толщине
горизонтальных швов 30 мм. Толщина стен 100 мм. Сборные
элементы изготовляют из бетона класса В25.
Вследствие горизонтального давления сыпучего материала Ph
по G.31) в вертикальных сечениях стен действуют изгибающие
моменгы М и горизонтальные растягивающие силы Л^
(рис. 1.\Ъ,д). При вычислении горизонтального давления р,,
учитывают заниженные его значения в угловых зонах. Площадь
сечения горизонтальной рабочей арматуры определяют как для
218

внецентренно растянутого элемента. Так как стены квадратных
силосов рассчитывают на ширину раскрытия трещин, то для
рабочих стержней используют арматуру класса А-П.
7.5. Подпорные стены
Типы подпорных стен. Подпорные сгены служаг для
удержания в требуемом положении грунта или других сыпучих
магериалов при огсугсгвии есгесгвенпых огкосов. Подпорными
сгепами ограждаюг геррасы п;ющадок. расположенных на разных
уровнях, насыпи и выемки дорог или улиц, а гакже огдельные
заглубленные или приподнятые участки емкостных сооружений.
Подпорные сгены разделяют на две основные группы:
массивные и тонкие. В массивных стенах усилия от давления грунта
погашаются собственным весом сооружения. Устойчивость гонких
стен против опрокидывания обеспечивается в основном весом
удерживаемого грунта. Массивные стены возводят из бетона,
бутобетона или каменной кладки, а тонкие— из железобетона.
Они бывают уголковые, с контрфорсами, с анкерами и с
разгрузочными площадками.
Уг.ювые подпорные стены сосгояг из вертикальной (лицевой) и
горизонтальной (фундаментной) плит, жестко связанных между
собой (рис. 7.14. а, о, д). Жесткость узлового сопряжения плит
обеспечивают перепуском растянутой армагуры в монолигных
стенах или тищтельным заполнением раствором н1елевого стыка в
сборных стенах. Ширина фундаментной плиты /) = @,6...0,8)/г при
ее выносе в наружную (лицевую) грань на @,2...0,3)/>. Подпорные
сгены заглубляют ниже поверхносги нижней нлои1ади геррасы на
0.5...1.2 м.
Подпорные стены с контрфорсами огличаюгся от сген
уголкового профиля тем. что горизошальное давление грунта передается
на контрфорс, жестко соединенный с фундаментной плитой
(рис. 7.14. с', е, ж). Предельное расстояние между контрфорсами
составляем 2/?.
Подпорные стены с анкерами бывают двух типов. У первого
гипа верхний конец лицевой плигы соединяют с гыльны.м концом
фундаментной плиты или анкерной балкой железобетонными и
стальными тягами (рис. 7.14, з). Анкерная балка повышает
устойчивость стены против опрокидывания. Во вгоро.м тине анкерные
гяги подпорных стен анкеруют в грунте за пределами призмы
обрушения грунта. Весьма рациональными являются стены из
сборных крестообразных железобетонных эле.менгов толщиной
120...220 мм (рис. 7.14.М).
Подпорные степы с разгрузочными площадками нри.меняюг с
целью у.меньшить давление грунта на высокую стену (рис. 7.14, е,
к, л, м). Данная конструкция позволяет снижать стоимость
подпорной стены на 20...30%. Причем стены из сборных крупных
219

<r)
-t;
&
•^1
f
''\
^500
..0^fr%
~.
//
Й
1
1
W'" '
-/
Ml
\^^50S
ЩП 1ШЩЛ \^
Рис. 7.14. Типы монолитных (a, б) и сбор-
1II.IX (г, д, е. .ж, з, и) по/Шорпых creir
обычной конструкции, а также монолитные
(в) и сборные {к, л, .и) по/Щорныс степи с
самоу/1сржива1гием гру1гта:
/ стена; 2 фундамент; 3 разгрузочная
площадка; 4 — кошрофорс; 5 лицевая нли!а;
6-- стеновая доска; 7 анкер; 8 — элемент
уголкового профиля; 9 пилон
элементов дают возможность значительно ускорить строительные
работы. Подпорные стены с самоудерживанием грунта или
сыпучего материала рекомендуют для открытых складов сыпучих
материалов (рис. 7.14, л, м).
220

9,'п
b/2
9,"!
b/2
g, mm
С-5
C-2
Г , ]]
i _l
/ \\ioo
200
m
\ФЮ... /SA-
ijl—- —
Рис. 7.15. Расчетная схема {a), эффект разгрузочных площадок (б) и арматурные
сетки уголковой подпорной стены (в);
/ диаграмма активного давления ipyiira; 2 то же, пассивною
Расчет и конструирование подпорных стен. Нагрузками
подпорных стен являются: боковое горизонтальное давление грунта
/7,, временная нагрузка г; на поверхность земли, собственный вес
засыпанного на стену грунта и боковое давление воды р^, если
уровень грунтовой воды находится выше подошвы фундаментной
плиты (рис. 1Л5,а).
Различают активное и пассивное давление грунта. Активное
боковое давление удерживается подпорной сте1юй. Пассивное
боковое давление возникает вследствие скольжения стены.
При определении интенсив1юсти бокового давления грунта
вертикальную нагрузку v заменяют эквивалентным слоем грунта
высотой
hred^v/jg, G.37)
где yg = pg — удельный вес грунта.
При угле наклона поверхности грунта а^10' давление грунта
/7, = y^y,/ztg^D5-9/2),
G.38)
221

где Y; = 1.2 коэффициент надежности по давлению грунта;
/ расчегная д.тина стены; (р угол внугреннего трения грунта.
Размеры подпорных сген определяют из расчета сооружения на
устойчивосгь против опрокидывания и скольжения, а также на
деформации основания.
В расчетах принимают следуюпше коэффициенты надежности
по вертикальной нагрузке: 7г=1-1 @,9) для собственного веса
стены и грунта в ecrecTBeiinoM состоянии; у^=1,2 @,9) для
насыпного груша; уу = 1,2... 1.4 . для временной нагрузки. При
расчете усилий, опрокидывающих и сдвигающих стену,
принимают коэффициенты У/>1. Если вычисляют удерживающие усилия,
то принимают коэффициенг У/^<1. Проверку прочности основания
под ПОДОП1ВОН фундаментной плиты осуп1ествляют при 7/=1.
Устойчивость стены против опрокидывсиш.н огносигельно гоч-
ки Л фундаменгной п.шты (рис. 7.16, а) проверяют из ycJЮвия
A/i>1.5/V/,, G.39)
1ле My = GyCy + G2C2 момент от удерживаюнщх нагрузок (веса
стены и грунта на ее обрыве); М2 = Ис момент ог опрокидываю-
Hiero усилия //. нрелсгавляюп1его собой равнодейсгвующую
юризонгальных сил, включая лав.тение воды. При наличии
разгрузочных н.ющадок усилие /У = ^/У, (рис. 7.15,о).
Устойчивость стены против ско.1ЫУКсни.'1 нроверяюг из ус.товия
n(G,+6-,)^1.3/y, G.40)
где ц коэффициент грения фундаментной плиты о грунт.
Исходя из сопротивления основания должны быть соблюдены
следуюп1ие условия:
P,.m = Nm^.iAf^R„ G.41)
Pf,. min = A^min lAf ~ Л/„„,; Wf ^ 0,
1Де /V„,, = XG, + /^r; A'min = Z<^''- M^,,^ = Hc + Cna\-G2Ci2 + Chiii. Af
и Wj - соответственно плоп1адь и момент сопротивления
подошвы фундаментной плиты.
Вертикальную лицевую плиту уголковой стены рассчитывают
как консольную балку, на которую действует давление грунта и
воды. Фундаментную плигу рассматривают как состоящую из
двух консольных балок, нагруженных снизу реактивным
давлением основания и сверху распределенной нагрузкой засыпного
грунта. Принцип армирования монолитной уголковой стены
приведен на рис. 7.15. г;.
П.шты монолигных подпорных стен с контрфорсами
рассчитывают как элементы, работающие в двух направлениях, или как
элементы просгрансгеенной конструкции. Сборные
горизонтальные ПЛИ1Ы. закладываемые в пазы контрфорсов, рассчитывают как
однопролетпые балки.

8=900...2WO B^mo...im -5
H= 900... 1200 H = I500...I7DO
) / /
Ш'^'шш^:<\
I'm-. 7.16. Конструктивное решение сборных одно- ((()■ лв\\- (о) и фсхсскционных
(в) каналов:
/ _1010К; ;■ стеновая iiaiie.li.. .< ilihki исрекрышя;-^ ii.imei .iiimiui; .^ полюювкм ич
осюма к lacca ВЗ. 5; <i момслшнмн бетон класса В"?.?
Анкерные подпорные слепы рассчитывают с учетом
податливости анкеров.
Для бетона подпорных сюн предъявляют повы1пепные
требования по п.'югности и долговечное!и. 1Ю'зтому бегонные смеси
приготовляют с применением супернласгификаюров и других
химических добавок. Минимальный класс бетона В15.
Минимальная .марка по морозостойкое ги лицевых плит стены F100.
Толпшна защитного слоя бе юна для армагуры должна быть не
менее 25 мм.
7.6 Подземные каналы,
тоннели и трубопроводы
Г1од1ем11ые каналы и тоннели. Кшш.ш.ми
называют непроходные подземные сооружения с высотой в свету
до 1,7 м, предназначенные для прокладки наружных и внутрн-
цеховых инженерных сетей (трубопроводов, электрокабелей и
т. п.). Каналы могу г быть одно-, двух- и многосекционными
(рис. 7.16).
В каналах высотой 1,3...1.7 м предусматривают люки
размерами 0.6 X 0,8 м не реже чем через 60 м гю длине грассы. Для огвода
случайных вод днище каналов имеет продольный уклон /^0.2Уо.
При этом не реже чем через 100 м по длине канала устраивают
прямки. которые перекрывают съемными решетками.
Каналы, нредназначенные для прокладки теплосетей и
трубопроводов для жидкосги и газа высокой гемперагуры. имеюг
компенсаторные нинш. Деформационные пшы устраивают не реже
чем через 50 м по длине канала. Швы заполняют битумом.
В одном канале прокладывают сети различного назначения, если
22.3

ую совмещение допускаегся нормами и правилами техники
безопасности.
Каналы незначительной протяженности выполняют из
монолитного бетона или кирпичной кладки, а большой
протяженности из унифицированных сборных железобетонных элементов
номинальной длиной 3 м, шириной 5 = 0,3...2,4 м и высотой
Я=0,3...1,7м.
Сборные лотковые элементы каналов изготовляют из плотного
бетона класса В25, а плоские плиты — из бетона класса не ниже
В15. Бетонные смеси приготовляют с суперпластификагорами и
другими химическими добавками. Элементы армируют
стержневой арматурой классов A-I и А-1П, а также холоднотянутой
проволокой класса Вр-1.
Под сборным днищем каналов устраивают бетонную
подготовку толщиной 100 мм. Ес.ш грунт сухой, то бетонную подготовку
можно заменить песчаной. Швы между сборными элементами
заполняют цементным раствором. Щелевые стыки стеновых плит с
днищем замоноличивают бетоном класса В25.
Наружные поверхности каналов покрывают гидрои:?оляцион-
ными материалами.
Тоннели возводят на территориях промышленных предприятий,
а также больничных, студенческих и других городков. Тоннели
предназначаются для прохода людей, транспортирования
материалов и изделий и т. п. Односекционные тоннели обычно собирают
из сборных железобетонных элементов. Двухсекционные тоннели
имеют монолитное железобетонное днище и сборные элементы
стен и покрытия (рис. 7.17). При небольпюм объеме строительных
работ и в некоторых других случаях тоннели возводят из
монолитного железобетона.
По назначению тоннели подразделяют на пять типов:
пешеходные, транспортные, коммуникационные, комбинированные (для
транспортирования материалов и прохода людей) и
воздуховод ные.
7 д
Рис. 7.17. Конструктивные решения сборных одно- {а, 6) и двухсекционных (в)
тоннелей:
/ — стеновая панель; 2 плита перекрытия; 3 плита днища; 4 - балка: 5 -колонна;
6 — монолитное днище; 7 песчаный выравнивающий слой толщиной 30 мм; И подготовка
из бетона класса В7,5
224

Высота пешеходных тоннелей должна быть не менее Я=2 м,
ширина не менее Я= 1,5 м. Высота других типов тоннелей должна
быть не менее 1,9 м. Их ширину определяют с учетом габаритов
транспортеров и свободных проходов, составляюпщх не менее
0,7...0,8 м со стороны конвейера и 0,8... 1м между конвейерами.
Днище имеет продольный уклон /=0,ЗУо.
Выходы пешеходных и транспортных тоннелей
предусматривают не реже чем через 100 м по длине грассы. Лестницы в
пешеходных тоннелях выполняют с уклоном не более 1:1 и не
менее 1 :2. В качестве входа — выхода в транспортных тоннелях
используют смотровые колодцы с постоянно закрепленными
лестнииами-стремянками.
Сборные элементы тоннелей изготовляют из бегона класса
325. Элементы днищ тоннелей укладывают на подготовку из
бетона класса В7,5, армированную по краям сетками с ячейкой
150x150 мм из стержней 01OA-I.
Стены тоннелей изолируют от капиллярного подсоса влаги на
высоту не менее чем 0,5 м выше максимального уровня грунтовых
вод. На стенах ниже данного уровня предусматривают противона-
порную гидроизоляцию. Стены изготовляют или возводят из
плотного бегона.
Наружные тоннели и каналы заглубляют ниже планировочной
поверхности дорог не менее чем на 0,7 м, а при пересечении с
железной дорогой — не менее чем на 1 м подошвы рельса.
При расчете каналов и тоннелей принимают следующие
нагрузки: постоянную от собственного веса конструкций и
оборудования, а также слоя грунта над перекрытием сооружения;
временную от надземного транспорта; горизонтальную от
бокового давления грунта и грунтовых вод; горизонтальную от
изменения температуры и деформаций трубопроводов в
продольном направлении грассы.
Расположение временной нагрузки производят с учетом
невыгоднейшего сочетания силовых воздействий. Например, при
расчете стен каналов временную нагрузку над перекрытием не
учитывают, так как продольные сжимающие силы способствуют
повышению несущей способности изгибаемых элементов. При
расчете тоннелей рекомендуют учитывать возможность смещения
стен.
Горизонтальное давление грунта определяют с учетом
расположения на призме обрушения временной нагрузки v. При глубине
заложения подземного сооружения более 0,8 м нагрузку v
заменяют эквивалентным слоем грунта hred но {1-Ъ1). При меньшей
глубине заложения нагрузку v устанавливают с боковой стороны
канала или тоннеля (рис. 7.18, а, б).
Расчетные давления на перекрыгие и стены каналов и тоннелей
Pi=Y.'l]eS + 'ljvV, G.42)
225

1 ,' 1 Pi ' \
1
(
zr'~2
1
1
1
F^
,
>-
/ I ♦ЫНйИТ
^J
P1.
■iw p.
...дпштщ
P2, P2^ РШШЩ.
.,У:'ууу^^^к:ш;';у^^-<и^ууу-:-у;ууууух^
Рш. 7.IS. С\с\ил iiaipvioK ио.чк'ммых книа.юв и i(>HHC.icii при мубипс их
!с1.1ожсния бо.юс ((/) и монсо (о) 0.8 м. U "гукжс ииоры ИИ ибаюпшхся MOMCirrol!
|10.Ч!С\1ны\ сооружений («. ,'. ())
где Yjj, - ко'зффи1Н1енг надежности но носгояниой нагрузке; Vj,
то же. по временной;
/'2=/'2, + /'2«=Y/,Y,,-tg-D5 -(р2)+/;2,,, G,43)
или
P2=Pi4+P2,^ G.44)
■ле /72^ боковое давление слоя груша высотой Ь + Ьгы- Pi^y
гидросгажческое давление грунтовой воды: /ь, боковое
давление от надземного 1ранснорта; у^^-р^^ удельный вес грунта; (р
угол внугреннего трения грунта.
Реакгивное давление rpynia р^ являегся неравномерно раснре-
деленны.м. Однако в расчетах принимают равномерное его
распределение. Во избежание неравномерной осадки трассы
давление не долж1ю превышать 0.15 МПа.
В расчетах принимают с.тедуюни1е значения козффнциентов
надежности (ю нагрузкам у/. 1.1 для собственною веса
конструкций и давления воды; 1.2 для давления грунта и временной
распределенной нагрузки; 1.4 для гранс1юргной нагрузки.
Эпюры изгибающих мометтгов подземных сооружений
приведены на рис, 7.1Х,«. <'. (). Таким образом перекрытие и днип1е
рассчитывают как изгибаемые элементы, а стены как вненент-
ренно сжатые элементы.
226

При наличии гидростатического напора тоннели должны быть
проверены на устойчивость против выплывапия гю формуле G.7).
Подземные трубопроводы. Железобетонные грубомроводы
предназначаются для подачи и отвода жидкостей, а также
пропуска ливневых и талых вод. Сборные железобетонные трубы,
как правило, имеют кольцевое поперечное сечение. Монолитные
трубы сооружают редко и небольиюй протяженное гн.
Минимальная глубина за.южения трубопроводов с/=0.7...0.8 м
от поверхности земли до верха трубы принята из ус.ювия защиты
труб от механических повреждений транспорта. Способ опирания
труб на грунт оказывает большое влияние на их напряженное
состояние. Максимальные усилия в трубах возникают при
опирании их на плоское дно тран1иеи. так как опорная реакция
прикладывается к трубе по образующей (рис. 7.19, с).
По внутреннему давлению жидкосги грубы подразделяют на
безнапорные при давлении до 0,05 МПа и напорные при давлении
свыше 0,06 МПа.
Белиториые трубы изюговляюг из бе гона класса не ниже В25.
Длина труб составляет 3...5 м. внутренний диаметр Di=0,3...3m.
TojHUHHy их стенки принимают равной r,=D, Ю. однако не менее
50 мм (рис. 7.19.С/).
Стенки трубы армируют двумя каркасами, сосгоящнми из
кольцевой или спиральной рабочей и продольной конструктивной
арматуры классов A-I. Вр-1 и A-III диаметром 4... 10 мм. Трубы
диаметром до 0.5 м армируют одиночной сеткой, кольцевая
арматура которой находится на расстоянии 0,4...0.45 t от
внутренней новерхносги трубы. В данном случае несущая
способность грубы но отдельным зонам мало оглнчаегся.
Безнапорные трубы изготовляют вертикальным или
горизонтальным вибрированием, а также центрифугированием.
Напорные трубы длиной, как правило. 5 м изгоговляюг с
необжагым и обжатым заищгным с.юем из бетона класса не ниже
В40.
Трубы с необжатым защитным с.юем изготовляют по
трехступенчатой технологии с железобегонным или сгальным
сердечником (рис. 7.19, о, в). Железобетонный сердечник с толщиной
стенки 40... 100 мм и конструктивной арматурой изготовляют
способом центрифугирования из бетона класса не ниже ВЗО.
Металлический сердечник изнутри запшшают слоем
центрифугированного бетона. На сердечник навиваюг в напряженном
С0С10ЯНИИ рабочую спиральную арматуру класса В-II диаметром
3...8 мм с шагом 15...75 мм. Натяжение армагуры выпо.тняют
механическим или электротермомехапическим способом. На
арматуру наносяг заищгный слой мелкозернистого торкретбетона
класса В25.
Трехступенчатой технологии присуши недостатки:
значительные трудовые затраты, ненадежный необжатый защитный слой
227

'-(fl2 »}
'^r-Pint^B
Рис. 7.19. Конструктивное рспюние безнапорных (а) и напорных F, в, г) труб, а
также их расчетные схемы (д, е) и эпюры усилий (.ж, з, и, к):
I кольцевая или спиральная исиаиржасмая армагура; 2 -го же, продольная;
3—спиральная иапржасмая армагура; 4- ю же, продольная; 5 железобеюиный сердечник;
6 -сгалыюй сердечник; 7 юркре!бетон
напрягаемой арматуры и др. Поэтому наиболее
распространенным сгал способ виброгидропрессовшшя напорных труб,
обеспечивающий сплошность стенки труб (рис. 7.19, г).
Виброгидропрессованные напорные трубы диаметром 500...
...1800 мм изготовляют в вертикальном положении.
Металлическая опалубка состоит из двух наружных полуформ и внутреннего
сердечника с надетым на него резиновым чехлом. В опалубку
устанавливают каркас из спиральной проволоки класса В-П
диаметром 4...8 мм и продольной проволоки класса Вр-1
диаметром 5 мм. После натяжения продольной арматуры опалубку
заполняют бетонной смесью, под резиновый чехол сердечника
подают горячую воду и повышают давление на смесь до
2,8...3,4 МПа. Под давлением чехол расправляется и равномерно
прессуег бетон. В результате опрессовки через зазоры в наружной
опалубке из бетонной смеси удаляется часть воды и прочность
бетона повышаемся. Перемеп1аясь к наружной форме, бетонная
смесь напрягает спиральную арматуру. В данном состоянии трубу
подвергают тепловой обработке. После достижения бетоном
необходимой прочности давление в подчехольном пространстве
228

сбрасывается и спиральная арматура обжимает стенку трубы, в
том числе и запштный слой бетона.
Самоиапряжеииые напорные трубы изгоговляют с применением
беюна на расширяющемся цементе. При твердении такой бетон
расширяется и тем самым напрягает спиральную арматуру,
вследствие чего происходит предварительное обжатие стенки
труб.
Расчет на прочность и трещиностойкость труб в опасных
продольных и поперечных сечениях выполняют с учетом
невыгоднейшего сочетания нагрузок. В расчетах принимают следующие
нагрузки: собственный вес трубы, вес жидкости, внутреннее
гидравлическое давление, давление напрягаемой арматуры и
давление грунта, окружающего грубу. Кроме того, в расчетах
учитывают продольные силы, возникающие вдоль трассы из-за
перепада температуры при монтаже и эксплуатации
трубопроводов, а также вследствие гидравлического удара в местах их
поворота.
Высоту свода давления грунта /п, в коюром действуют юлько
сжимающие напряжения, определяют по формуле
/!, = 5/Btg9)^^, G.45)
где В —пролет свода; ф -угол внутреннего трения грунта;
(/—глубина заложения трубы (рис. 7.19, б).
В практических расчетах принимают, что вертикальное
давление грунта является равномерно распределенным с
интенсивностью
Pex, = Y.'lfeS + 'lfvV. G.46)
■"Д^ Т/9 ^ T/f — коэффициенты надежное!и соответственно по
постоянной и временной нагрузкам, принимаемых как и при
расчете других подземных сооружений.
При расчете труб диаметром не более 1,6 м условно
принимают, что вся внешняя нагрузка приложена к трубе по образующей
(рис. 7.19, е). В упругой стадии работы в продольных сечениях
трубы действуют усилия
М = Fro @,318-0.5 sin р), G.47)
e = 0,5Fcosp, G.48)
/V, = -0,5Fsinp, G.49)
^2=+Ры,Го, (V.50)
где F=2/)gj.,r2; ''0 = 0,5 (гi+Г2); Р- угол, характеризующий
положение рассматриваемого сечения (рис. 7.19, е, мс, з, и, к).
229

в стадии раскрытия продольных трещин в боковых зонах
трубы предварительное напряжение спиральной арматуры
погашается, поэтому проверку прочности трубы в нормальных сечениях
производят с учетом частичного перераспределения усилий за счет
образования пластических линий излома. В данном случае
изгибающий момент
М = Fro @,25-0,5 sin ф). G-51)
Изгибающие моменты и продольные силы в поперечных
сечениях труб возникают вследствие неодинаковых деформаций
основания, температурного градиента и гидравлического удара
жидкости.
Таким образом, расчет на трещиностойкость и прочность
трубы по продольным и поперечным сечениям выполняют как для
изгибаемых, внецентренно растянутых или внецентренко сжатых
элементов.

8
ГЛАВА
' ^ '^-^ %.
Конструкции,
эксплуатируемые
и возводимые
в особых условиях
8.1 Конструкции, эксплуатируемые
в условиях агрессивной среды
Причины коррозии бетона, каменной к.1адки и
арматуры. Агрессивные среды, окружаюпще железобетонные и
каменные конструкции, классифицируют по нескольким признакам: по
агрегатному состоянию среды подразделяют на жидкие, твердые и
газообразные; по механизму коррозионных процессов —
электрохимическую коррозию арматуры и химическую коррозию бетона;
по условиям протекания коррозии — атмосферную, подземную
(для металла) и подводную (для бетона).
Обычно учитывают четыре класса (степени) воздействия
окружающей среды: неагрессивную, слабо-, средне- и
сильноагрессивную. Степень агрессивности оценивают по изменению
физико-механических характеристик строительных материалов, по
потерям массы во времени (для арматуры) и т. д.
В слабоагрессивной среде механические свойства материалов
ухудшаются незначительно (до 5%) и стабилизируются во
времени. В среднеагрессивной среде ухудшение механических
свойств составляет 5...20% и процесс протекания коррозии
стабилизируется через большой промежуток времени. В сильноаг-
2.31

Влажный режим
тения
Сухой
Нормальный
Влажный
Мокрый
Таблица 8.1. Классификация влажностного режима
помещений
поме-
В-гажиость в % при температуре воздуха
до 12 С
До 60
60...75
Свыше 75
Свыше 75
12...24 С
До 50
50...60
60...75
Свыше 75
Свыше 24 С
До 40
40...50
50...60
Свыше 60
рессивнои среде механические свойства снижаются настолько
сильно, что пропессы разрушения материалов не прекращаются во
времени.
Агрессивность газовых сред подразделяют на четыре группы {А,
В, С и D). Она связана с влажностью окружающей среды.
В условиях, когда образуется конденсат, возникает коррозия
бетона и каменной кладки. Газы при взаимодействии с цементным
камнем образуют растворимые соли, которые диффундируют в
глубину бетона.
В сухой атмосфере газы не вызывают коррозии
железобетонных и каменных конструкций, поэтому нормирование
температурного перепада А г в производственных и животноводческих зданиях
связано не только с требованиями к гигиеничности помещений, но
и коррозионостойкости конструкций. Вредное влияние газов
сильно проявляется лишь при влажных и мокрых режимах
окружающей среды (табл. 8.1). Причем режим помещений зависит
от относительной влажности и температуры воздуха.
Причина.ии коррозии арматуры являются воздействие хлоридов,
а также проницаемость, карбонизация и растрескивание бетона.
Вредное влияние хлоридов снижают ингибиторы коррозии,
например нитрит натрия и т. д. Для арматуры опасна локальная
коррозия, вызываемая солью, присутствующей в воде и
заполнителях. Бетон с водородпы.м показателе.м рН 11,8... 12,5 из-за сильной
щелочной реакции способствует пассивированию стальной
арматуры. При значениях рН ниже 11,8...II,5 начинается коррозия
арматуры (для чистой воды показатель рН7).
Степень коррозии арматуры практически является
пропорциональной фактору времени. Вследствие коррозии стали
увеличивается диаметр стержней, что является причиной образования
тренщн, идунщх вдоль арматуры.
Соляная, серная и азотная кислоты, а также
концентрированные щелочи являются исключительно агрессивными средами.
Процессы коррозии материалов ускоряются, если продукты
взаимодействия кислот с бетоном или кладкой непрерывно
удаляются из зоны реакции. При действии кислот и щелочей
различают три вида коррозии бетона. Коррозия первого вида
вызывает растворение и вынос из бетона активных его компонен-
2Ъ1

тов при обмене воды в каналах, лотках, резервуарах и т. п.
Коррозия второго порядка происходит при химическом
взаимодействии между жидкой средой и цементным камнем, что
приводит бетон к сплошному разрушению. Коррозия третьего
вида характеризуется образованием в порах бетона солей и
п1елочей с последуюп1ей их кристаллизацией и разрушением
бетона при росте кристаллов. Чистые виды коррозии бетона
практически не встречаются, так как один вид коррозии переходит
в другой.
Следует отметить, что легкий бетон является менее стойким
материалом, чем плотный тяжелый бетон, поскольку для
пористого заполнителя характерна повышенная проницаемость.
Напряженное состояние конструкций оказывает существенное
влияние на интенсивность коррозионных процессов. Например,
при растяжении элементов повышается проницаемость бетона и
каменной кладки, а тем самым снижается их коррозионная
стойкость.
Защита конструкций от коррозии. Наиболее эффективным
способом повышения долговечности железобетонных и каменных
конструкций является уменьшение степени агрессивности окру-
жаюп1ей среды. Кроме того, необходимо применять рациональные
конструктивные решения и меры по занщте от коррозии бетона,
кладки, стальной арматуры и закладных деталей.
Первичная защита от коррозии характеризуется выбором
эффективных материалов, конструктивных мероприятий и
специальных способов технологии строительных работ. Бетоны и
растворы рекомендуют приготовлять на специальных цементах,
например сульфатостойких, применять пластифицируюпще, воз-
духововлекающие и уплотняюнще добавки, а также ингибиторы
коррозии арматурной стали.
В качестве напрягаемой арматуры предварительно
напряженных конструкций, предназначенных для работы под нагрузкой в
условиях агрессивной окружаюн1ей среды, следует
преимущественно применять горячекатаную арматуру класса A-IV и термически
упрочненную арматуру классов At-IVK, At-VCK, At-VIK.
Исследования свидетельствуют, что в агрессивной среде
долговечность железобетонных конструкций повышается примерно во
столько раз, во сколько раз увеличивают толщину занятного слоя
бетона. Поэтому заищтный слой бетона для арматуры сборных
конструкций принимают не менее 20...25 мм в газовых и 30...35 мм
в жидких средне- и сильноагрессивных средах. Так как в
конструкциях из могюлИ1Ного бетона более трудно обеспечивать
проектное положение арматуры, то защитный слой бетона
рекомендуют увеличить па 5...10 мм.
В условиях агрессивгюй окружаюн1ей среды рекомендуют
применять конструкции повышенной трещиностойкости. Причем
неболыная ширина раскрытия тренщн до 0,1 мм не является
233
10-258

причиной коррозии арматуры в газовоздушнои среде, так как
такие трещины быстро заполняются продуктами коррозии бетона
и пыли. Недефицитные синтетические и другие волокна в
количестве 0,6... 1 кг на 1 м^ бетонной смеси занижают усадочные
и температурные напряжения, повышают прочность и
растяжимость бетона и тем самым долговечность бетонных и
железобетонных конструкций.
Конструкции, находящиеся в условиях сильноагрессивной
среды, целесообразно изготовлять из химически стойких бетонов, в
том числе кислотоупорных на жидком стекле неармированных
бетонов и полимербетонов на синтетических смолах,
используемых для армированных конструкций.
Вторичная защита от коррозии достигается ограничением или
исключением действия агрессивной среды на конструкции. Данная
защита представляет собой защитную пропитку бетона расплавом
серы, мономерами, расплавленным битумом, нетролатумом и т. п.
Пропитку расплавом серы выполняют при атмосферном давлении
в ваннах. Пропитка эффективно увеличивает водо-, морозо- и
коррозионную стойкость бетона, а также улучшает его
механические свойства.
К вторичной защите конструкций относятся также
лакокрасочные покрытия, в том числе армированные стеклотканью,
покрытия на основе эластомеров, а также листовые, гуммированные,
рулонные и облицовочные покрытия. Бетонные и каменные
поверхности, подготовленные к нанесению антикоррозионной
защиты, не должны иметь выступающей арматуры, раковин,
наплывов, масляных пятен, грязи и т. п.
Для обеспечения стойкости арматуры в сильно агрессивных
средах рекомендуют ее поверхность покрывать
антикоррозионными материалами.
Защита подземных конструкций от коррозии имеет свои
особенности и зависит от влажности грунтов.
Засоленные сухие грунты являются опасными для бетонных и
железобетонных конструкций в районах с сухим и жарким
климатом. В условиях прямой солнечной радиации температура
поверхности бетона достигает 60...80° С. Из-за испарения воды из
бетона начинается интенсивный массоперенос солей от более
холодных зон, расположенных в грунте, к поверхности
конструкции. В порах цементного камня соли концентрируются, что
приводит бетон к разрушению. Эффективным способом защиты
конструкций в засоленных сухих грунтах являются покрытия из
гидроизоляционных материалов.
Засоленные грунтовые воды оказывают сильноагрессивное
воздействие на подземные конструкции. Для их защиты используют
так называемые глиняные замки, асфальтовые гидроизоляции и
другие защитные экраны. Сваи покрывают битумными и
эпоксидными материалами или применяют защитную пропитку бетона.
234

Экономическая эффективность защиты конструкций от
коррозии можно оценить путем сопоставления совокупных капитальных
вложений и эксплуатационных расходов по разным вариантам.
8.2 Конструкции
в условиях высоких температур
Влияиие повышеииых и высоких температур на
конструкции. Конструкции некоторых промышленных зданий и
сооружений подвергаются воздействию повышенных и высоких
технологических температур. Систематическому воздействию температуры
подвергаются также железобетонные конструкции биологической
защиты атомных реакторов, предохраняющей обслуживающий
персонал от радиации. Кроме того, несущие конструкции должны
обладать достаточной огнестойкостью, поэтому железобетонные и
каменные конструкции должны быть рассчитаны на нагрев и
огнестойкость.
Температуры окружаюп1ей среды от 50 до 200" С
включительно называют повышенными, а свыше 200" С — высокими.
Железобетонные конструкции, предназначенные для работы в условиях
воздействия повышенных температур, предусматривают, как
правило, из обычного тяжелого бетона средней плотности от 2000 до
2500 кг/м-'. Для работы конструкций в условиях высоких
температур до 300° С применяют обычный бетон или жаростойкий бетон
плотной структуры средней плотности 1100 кг/м^ и более. При
температурах свыше 300" С применяют конструкции из
жаростойкого бетона.
Жаростойкий бетон применяют разных классов по прочности
па сжатие В10... В40. Его классы по предельно допустимой
температуре обозначают цифрами от 3 до 18. Цифра класса указывает
на предельно допустимую температуру применения жаростойкого
бетона, уменьшенную в 100 раз. По термической стойкости
различают марки жаростойкого бетона ri5... ri25 в водных и
ГгЮ... Г225 в воздушных теплосменах. Цифры обозначают число
теплосмен, которые должны выдержать жаростойкий бетон.
Влияние нагрева на прочность обычного бетона видно из
рис. 8.1,а. При температуре нагрева Г = 60...100" С прочность
тяжелого бетона снижается на 10...15% при сжатии и на 25...35%
при растяжении. Это объясняется понижением прочности
цементного камня и расклинивающим действием водных пленок,
обволакивающих цементный камень и заполнители. Повышение
прочности обычного бетона при температуре 200...300" С
объясняют увеличением прочности цементного камня за счет уплотнения
его структуры. При температуре свыше 300° С прочность бетонов
снижается вследствие нарушения структуры цементного камня и
возникновения значительных напряжений из-за градиента
температуры между наружными и внутренними слоями бетона.
235

а)
1
0,8
-О
е
ц^о,ч
*^ 0,2
О
1
^s^
V
^ N
\ \
200 т 600 i;c
^~ 0,2
О
A-I
A-W
А-Ш
\ .-'^'^
1 \\.
200 Ш S00
t,'C
Рис. Я.1. Влияние кратковременного нагрева на призменную прочность обычного
бетона (а) и предел текучести арматурной стали (о):
I тяжелый бетон средней прочности; 2 то же, высокопрочный; J- керамзитобетон
Так как легкий бетон нагревается медленно, то его прочность
снижается лишь при температуре свыше 300' С.
При длительном постоянном нагреве до температуры 200 С
бетон высыхает и прочность его при сжатии может
восстанавливаться. Однако при циклическом воздействии температуры и
влажности окружаюп1ей среды прочность бетона сильно снижается
(примерно на 30% после 50 циклов и на 50% — после 200 циклов воздействия).
Влажные бетоны при сильном нагреве, например при пожаре,
могут хрупко разрушаться. Хрупкое разруи1ение бетона
начинается через 5...20 мин от начала нагрева с отколом больших кусков от
нагреваемой поверхности консфукции. Преждевременное крупное
разрушение бетона объясняю! влагосодержанием, наличием кар-
бональных заполнителей, а также увеличением пара в замкнутых
порах бетона.
Влияние нагрева на предел текучеети арматурной стали
приведено на рис. 8.1,6. При нагреве пластичность стали
снижается, хотя временное сопротивление разрыву несколько повышается.
При температуре нагрева свыше 300 С площадь текучести мягкой
стали исчезает. При температуре 500 С все механические свойства
арматуры ухудшаются. Однако в охлажденном состоянии они
восстанавливаются.
Механические свойства стали сильно ухудшаются из-за ее
разрушения и разупрочнения при температурах свыше 400...500 С
для горячекатаной арматуры и свыше 150... 300" С — для
высокопрочной проволоки и канатов. На скорость прогрева арматуры
оказывает влияние масса металла. Чем больше плотность бетона,
тем это влияние меньше.
Железобетонные балки, как правило, разрупшюгся в результате
разрыва растянутой арматуры, нагретой до критической
температуры. Вследствие нагрева в ригелях рамы происходит
дополнительное перераспределение усилий. При эюм отрицательные
изгибающие моменты в узлах рамы увеличиваю1ся и
положительные пролетные моменты уменьшаются.
236

При одностороннем нагреве увеличиваются прогибы
изгибаемых элементов, вследствие чего их опорные реакции смещаются к
краю опоры. Увеличение сжимающих напряжений в данной зоне
опоры может привести ее к разрушению.
Железобетонные колонны разрушаются из-за потери прочности
бетона и проявления его ползучести в сильно нагретых слоях.
Вследствие перераспределения напряжений перегружается средняя
зона поперечного сечения колонн, что приводит к их разрушению.
Кроме юго, в крайних колоннах каркасов возникают дополни-
гельные поперечные силы и изгибающие моменты за счет
расширения перекрытия и покрытия.
Бетонные и каменные стены вследсгвие односюроннего
обогрева изгибаются и работают под нагрузкой как внецентренно
сжатые элементы с увеличиваюпщмся эксцентриситетом.
Расчетные характеристики бетона и арматуры. Влияние
температуры нагрева на физико-механические свойства обычного бетона
учигываюг пугем примене1шя дополнительных коэффициентов
условий работы (табл. 8.2).
Коэффициенты условий работы бетона при сжатии у^,
растяжении у„ и многократном повторном нагружении у^, принимают в
зависимости от температуры бетона и длительности ее действия, а
также от состава бетонной смеси. Коэффициентом Р^ учитывают
снижения модуля упругосги беюна. Коэффициент упругости v^,
характеризует уиругоиластическое состояние сжатого бетона при
определении приведенного сечения бетона. Коэффициент
упругости V, характеризует упругонласгическое состояние бетона
сжатой зоны при расчете деформаций конструкций. Коэффициент
линейной температурной деформации бетона а^, принимают с
учеюм температуры и скорости ее подъема.
Коэффициенты условий работы у„ и v„ характеризуюпще
упругопластические свойства стали, зависят от длительности
нагрева растянутой арматуры (табл. 8.3).
Температурные деформации же.1езобетонных элементов. При
расчете деформаций, вызываемых действием температуры,
принимают линейное распределегше температур по высоте сечения
элемента. Температуру арматуры принимают равной температуре
бетона в месте ее расположения. Продольную деформацию
элементов с, определяют на уровне оси, проходящей через центр
тяжести сечения, а кривизну оси р,= 1/'', принимают равной
тангенсу угла наклона трапециевидной эпюры деформаций бетона
в сечении (рис. 8.2).
Показатели температурных деформаций элементов определяют
по формулам:
для бетонною элемента (рис. 8.2, а)
(^,^y,{^h,ithiy + ^h,2th2y')l>h (8.1)
P, = y,(^h,itbi~:i.h,2tb2)l>n (8.2)
237

Таблищ 8.2. Коэффициенты условий работы у^», у„ и Уьи? модуля
упругости Рь; упругости Vb, и V, и линейной температурной деформации
аь( для о!5ычного тяжелого бетона и жаростойкого бетона без
тонкомолотой специальной добавки
Коэффициент
1ь,
1и
Уьи
Рь
Vfc,
V,
«ь, ■ 10"^
Расчет на нагрев
Кратковременный
Длительный
Длительный с увлажнением
Кратковременный
Длительный
Длительный с увлажнением
Без увлажнении
С переменным увлажнением
Кратковременный
Длительный
Длительный с увлажнением
Кратковременный
Длительный
Кратковременный
Длительный
Кратковременный
Длительный
50
0,8
0,7
1
1
I
0,85
0,3 .
0,45
0,15
10
4
Температура
70
0,85
0,85
0,65
0,7
0,7
0,5
0,6
0,5
0,9
0,9
0,5
0,65
0,25
0,4
0,15
10
4
100
0,9
0,9
0,4
0,7
0,7
0,3
0,35
0,25
0,8
0,8
0,2
0,7
0,25
0,45
0,15
10
4,5
бетона
200
0,8
0,8
0,6
0,6
0,5
0,4
—
-
0,6
0,6
0,4
0,7
0,25
0,45
0,15
9,5
7,2
"С
300
0,65
0,5
-
0,4
0,2
,._
—
—
0,4
0,4
—
0,65
0,2
0,35
0,1
9
7,5
ДЛЯ железобетонного элемента с трещинами в растянутой зоне
у менее нагретой грани (рис. 8.2,6)
er = Yr [<^st,mts{ho-ys) +<^bntbiys]/ho,
Р(=Yi {'^bt ihi-'^st,mh) IK;
238

Тай.шци 8.3. Коэффициенты условий работы у^„ упругости Vj, н
линейной температурной деформации а,, -10^ арматурной стали
Класс

арматуры
A-I;
Л-П
Вр-1
Л-Ш:
Л-Шв;
A-IV;
A-V
At-IV;
Ат-V
B-II;
Bp-II:
К-7;
К-19
Все

классы

Коэффициент
У«
Ум
У»
у..
Ум
Vs,
а„
Расчет и нагрев

Кратковременный
Длительный

Кратковременный и
длительный
50... 100
11,5
200
0.95
0,85
0,9
0,8
1
0,9
1
0,85
0,85
0.75
I
1
12,5
Температура стали
300
0.9
0,65
0.85
0.6
0,95
0.75
0.9
0,7
0,7
0.55
0.9
0,6
13
400
0,85
0,35
0.6
0,3
0.85
0,4
0.8
0.35
0.5
0.25
0,7
0,3
13,5
450
0,75
0,15
0,45
0.1
0,75
0,2
0.65
0,15
0,35
0,05
-
—
13,6
С
500
0,6
—
0,25
—
0.6
0,45
-
0.25
—
-
13.7
550
0,45
-
0.12
—
0,4
—
0,3
0.15
13.8
600
0.3
—
0,05
-
0.3
—
0,2
-■
0.1
-
—
13.9
для железобетонного элемента с трещинами в растянутой зоне
у более нагретой грани (рис. 8.2, е)
£( = 7, [<^s,.mts{ho-ys) +<^bt2tb2ys]lho, (8.5)
Pt^yt(<^s,.mts-<^bt2tb2)lho- (8-6)
в выражениях (8.1)...(8.6) у, — коэффициент надежности по
нагреву, принимаемый равным 1,1 при расчете по первой группе
предельных состояний и 1 — по второй группе; i^i, /(,2 и
/j--температуры нагрева бетона н арматуры;
239

<1 tb2 ^ '^htlhl <^нг ^' i^ '^? '^st.mh l] Ч ^аф^
hi «til 4i "'
ibi *«'^*' A, t, «si^t,
Рис. 8.2. Эпюры распределения температуры t и температурных удлинений, е, в
нормальном сечении бетонного элемента (а), а также железобетонного элемента с
растянутой зоной у менее нагретой {б] и более нагретой (в) грани
««,». = «ы + («sr- «ы) ф=г (8.7)
— коэффициент температурного расширения арматуры в бетоне
элемента с трещинами в растянутой зоне, где коэффициент
фа = 0,2... 1 зависит от процента армирования сечершя продольной
растянутой арматурой и отношения момента М,^^ при расчете по
предельным состояниям второй группы к моменту М при расчете
по предельным состояниям первой группы.
При длтельном двустороннем действии температуры
конструкции прогреваются более равномерно и менее
искривляются.
Расчет конструкций на нагрев. Конструкции, находяищеся в
условиях воздействия температур, рассчитывают на возможное
неблагоприятное сочетание усилий, вызываемых кратковременным
и длительным нагревом, внешней нагрузкой и собственным весом.
В статически определимых конструкциях при линейном
распределении температуры по высоте сечения элемента температурных
усилий не возникает. Такие конструкции рассчитывают на
сочетание усилий при длительном нагреве.
В статически неопределимых конструкциях дополнительное
перераспределение усилий вследствие температурного градиента
зависит от совместного действия температуры и нагрузок, а также
жесткости элементов. Такие конструкции рассчитывают дважды с
учетом сочетаний усилий при первом нагреве, когда возникают
наибольшие температурные усилия, и при длительном нагреве,
когда возникают наибольшие деформации.
Расчет на нагрев конструкций из обычного тяжелого бетона
осуществляют с учетом следующих рекомендаций:
расчетные сопротивления бетона и арматуры принимают с
учетом дополнительных коэффициентов условий работы,
приведенных в таблицах 8.2 и 8.3; при этом расчетные сопротивления
бетона сжатию устанавливают с учетом средней температуры
сжатой зоны или полки, а расчетные сопротивления бетона
растяжению определяют для температуры нагрева бетона на
уровне растянутой арматуры;
240

граничное значение относительной высоты сжатой зоны
определяют по формуле
^к = а)'[1 + а,к/'400у„A-@/1,1)]. (8.8)
Здесь параметр а) = ОЯ — 0,ОО^КьУы, где /?ь — сопротивление бетона
сжатию, МПа;
дополнительные потери предварительного напряжения
арматуры принимают: 30% потерь от ползучести бетона при нормальной
температуре и
а,е,., = 0,0013(?,-?р)а,р, (8.9)
от релаксации напряжений в стали, где ?,— температура нагрева
арматуры; ?р - гемперагура армагуры при натяжении; o^pi —
предварительные напряжения арматуры с учетом первых потерь;
ширину (мм) раскрытия нормальных треш;ин при температуре
свыше 100 С вычисляют по формуле
ас,с = 8л [9,a,/(£;p,vJ + (а,,„--а,„) t,] G0-2000ц) \,^, (8.10)
где 5=1,2 — для растянутых и 8=1- для других элементов; т^ -
коэффициент, характеризующий вид арматуры; ф,- коэффициент,
зависящий от продолжительности действия нагрузки; а^ —
напряжение в растянутой арматуре: \i—коэффициент армирования
данной арматурой, принимаемый в расчетах не более 0,02;
d—диаметр арматуры, мм;
ширину раскрытия наклонных трещин при температуре свыше
100° С увеличивают на ■
Аасгс,шс^(а«-ам) 'm^v„„ (8.11)
где t„- температура в середине высоты сечения; i\,, — шаг
хомутов;
кривизну оси элементов, не имеющих трещин в растянутой
зоне, определяют с коэффициентами фь1=0.75 и ф(,2 = 3,
учитывающими влияние соответственно кратковременной и длительной
ползучее!и бетона;
кривизну оси элементов, имеющих трещины в растянутой зоне,
определяют с коэффициентом v,, характеризующим упругопласти-
ческое состояние бетона сжатой зоны при продолжительном
действии нагрузок.
Расчет конструкций на огнестойкость. Расчет конструкций на
огнестойкость сводится к определению критических значений
коэффициентов условий работы материалов и критических
температур их нагрева, а также к теплотехническому расчету,
позволяющему определить время в часах достижения значений критической
температуры MaTepnajmB. Данное время сопоставляется с
требованиями противопожарных норм проектирования зданий и
сооружений. Расчет ведется при нормативной (95%-ной) обеспеченности
сопротивлений материалов.
241

Например, расчет па огнестойкость железобетонной балки с
напрягаемой продольной арматурой класса At-V выполняют
следующим образом:
составляют условие равновесия усилий в стадии разрушения
балки
/V/= /?,,,... 7,,.,. Л, (Ло^О.Зл). (8.12)
где относительная высота сжатой зоны бетона
.г = //о-У//^-2М/(ЛЛ,,,у,,,„). (8.13)
Из выражения (8.12) критическое значение коэффициента условий
работы арматуры
у,,,. = М/ [Л,,„/<,(/'о-0.5л-)]. (8.14)
Тогда критическую температуру нагрева армагуры класса At-V
вычисляют
/,,. = 660-330у,,.,„ (8.15)
которая позволяет определить время нагрева балки до разрушения
с учетом коэффициента температуропроводности бетона,
расположения арматуры и плотности бетона.
Мероприятия по повышению жаро- и огнестойкости конструкций.
Массивные конструкции лучше сопротивляются воздействию
высоких температур. При пожаре колонны большого поперечного
сечения с небольшим количеством арматуры лучше
сопротивляются действию огня, чем колонны небольшого поперечного сечения и
тем более сильно армированные. Поэтому площадь сечения
продольной арматуры колонн не должна превышать 3% п.ющади
их поперечного сечения.
Ширина температурно-усадочного шва b не должна превышать
8,/, где 8, — относительное удлинение оси элемента; / расстояние
между температурными швами. Кроме того, ширину h приютмают
не менее 20 мм. Шов заполняют шнуровым асбестом, смоченным
в глиняном растворе.
Для снижения температурных усилии от неравномерного
нагрева по сечению элементов в сжатой, более нагретой, зоне
бетона устраивают компенсационные швы шириной 2... 5 мм с
шагом 600... 800 мм и на глубину не более 30% высоты сечения.
Швы направляют перпендикулярно действию сжимающих
температурных усилий.
При действии повышенных технологических температур не
рекомендуют применять кладку ич силикатного кирпича.
Каменную кладку выполняюг на обычном цемен1П0м растворе, если
температура нагрева на ее поверхность не превышае! 250 С.
Кладку из качественного глиняного кирпича на жаростойком
растворе BbmojHmroi до темперагуры нагрева 500 С.
Жаростойкий цементный расгвор приготовляю! на порошке среднего
помола, изготовленного из боя luaMOinoro кирпича.
242

Арматурные стержни устанавливают в вертикальные швы
кладки па расстоянии не менее полкирпича от наружной
поверхности.
Арматурные стали, предназначенные для конструкций,
работающих в условиях нагрева, должны обладать достаточной
пластичностью. При высоких температурах рекомендуют
применять жаростойкую арматурную сталь марки 08X17Т. Арматуру,
поставленную в горячую зону жаростойкого бетона по
конструктивным соображениям, смазывают выгорающей обмазкой на
битумной основе.
Диаметр продольной арматуры не должен превышать 28; 25;
20; 16 и 12 мм при температуре нагрева соответственно 100;
100...200; 200...300; 300...400 и ^400° С. Длину анкеровки
стержней увеличивают на 5 диаметров.
Толщину защитного слоя обычного бетона увеличивают не
менее чем на 5 мм, и не менее до \,5d; 2d и 2,5d при температуре
нагрева соответственно <100; 100...300 и >300° С. В
конструкциях из жаростойкого бетона ее принимают не менее 30...40 мм
для плит или стен и 45... 50 мм в балках и колоннах.
При нагреве железобетонных конструкций может сильно
увеличиваться длина передачи предварительных напряжений /р.
Поэтому рекомендуют торцевые зоны преднапряженных
элементов утолщить, чтобы расстояние от арматуры до нагреваемой
поверхности балки было не менее 75 мм. Кроме того, в этой зоне
ставят дополнительные хомуты на расстоянии от торца не менее
1 м и не менее 1,5/р.
8.3 Конструкции, эксплуатируемые
и возводимые при низких температурах
Особенности проектирования железобетонных
конструкций, эксплуатируемых при низких температурах. При
проектировании конструкций, эксплуатируемых в суровых
природно-климатических условиях, следует предусмотреть меры по обеспечению
долговечности зданий и сооружений. Это объясняется тем, что
строительные работы при низких температурах требуют больших
материальных и трудовых расходов, а ремонт конструкций может
в несколько раз превышать стоимость их возведения. Требования
по долговечности относятся в первую очередь к железобетонным
конструкциям фундаментов и подземных сооружений.
Степень суровости температурных воздействий зависит от
средней годовой температуры и размаха колебаний
среднемесячных температур окружающей среды (табл. 8.4).
В условиях низких температур рекомендуют применять
бетоны плотной структуры и повышенной морозостойкости. По
В. М. Москвину, причинами деструкции бетона при низких
температурах являются: различие коэффициентов деформаций
243

Таблица 8.4. Классификация
температурных возлейстиий
Условия суровосчи
температурных воз-
лейсгвий
Нормальные
Средние
Суровые
Особо суровые
Срелпяя юдовая
температура, С
Свыше + 11
+ 6
О
- 5 и ниже
Размах колебаний
срелиемесячпых
I емпера i ур. С
Не более 22
28...30
34...36
44... 46
между составнь.ми частями бетона; замерзание воды в замкнутых
пространствах, когда она заполняет не менее 92% объема пор;
гидравлическое давление от перемещения фронта холода от
поверхности в глубь конструкции, предельная величина которого
зависит от прочности бетона па растяжение и скорости замерзания
бетона; образование ледяных линз в порах бетона при стабильном
фронте холода -вследствие капиллярного поднятия и конденсации
паров воды у холодной поверхности льда.
В тонкостенных конструкциях основной причиной разрушения
бетона является замерзание воды в капиллярах и порах бетона. В
толстостенных конструкциях морозостойкость бетона в
значительной степени зависит от его сопротивления гидравлическому
давлению, поэтому при подборе марок бетона по
морозостойкости и водонепроницаемости следует учитывать размеры
бетонных и железобетонных конструкций, а не только агрессивность
режима окружающей среды, как это рекомендуется нормами
проектирования.
Многократное циклическое замораживание до —50 Си
оттаивание бетона без увлажнения практически не влияет на его
прочность. Однако в тех случаях, когда оттаивание бетона
происходит во влажных условиях, прочность его может сильно
снижаться, поэтому в особо суровых условиях эксплуатации
железобетонных конструкций рекомендуют применять бетон на
напрягающемся цементе с добавкой суперпластификатора. Причем
суперпластификаторы следует использовать при приготовлении
смесей для сборных и монолитных железобетонных конструкций,
эксплуатируемых при низких температурах, в том числе в
агрессивных грунтах.
Отрицательные температуры оказывают вредное влияние на
деформативные свойства арматурных сталей. Хотя предел
текучести и временное сопротивление сталей при замораживании
несколько повышаются, им характерна склонность к хлоднолом-
кости при ударе. Наибольшую склонность к хрупкому
разрушению имеют кипящие и термически упрочнеш1ые стали, самую
низкую — сталь марки 10 ГТ класса А-П. Данную арматурную
сталь рекомендуют применять в консгрукциях, эксплуатируемых
или возводимых в условиях низких температур.
244

Вид арматуры и стали для закладных деталей применяют с
учетом условий эксплуатации конструкций на открытом воздухе и
в неотапливаемых зданиях, а также температуры воздуха и
характера действующих нагрузок.
Для животноводческих и других зданий с относительной
влажностью среды свыше 75% конструкция наружных стен
должна быть двухслойной. В качестве изолирующего слоя с
внутренней стороны стены применяют плотный тяжелый бетон.
При проектировании конструкций следует иметь в виду, что
при низких температурах может меняться интенсивность
некоторых нагрузок. Например, вследствие изменения температур
окружающей среды и грунта давление последнего на подпорную стену
увеличивается на 50... 100%.
При расчете статически неопределимых конструкций следует
учитывать дополнительное перераспределение усилий. Опасным
является возникновение дополнительных растягивающих
продольных сил в ригелях рам при снижении температуры окружающей
среды.
Особенности бетонных работ в зимних условиях. После
замерзания твердение бетона прекращается. Оно продолжается лишь
после оттаивания и выдерживания бетона при положительной
температуре. Однако окончательная прочность бетона снижается и
тем больше, чем в более раннем возрасте он замерз. Поэтому
средняя кубиковая прочность бетона к моменту замораживания или
критическая прочность должна составлять не менее 5... ЮМПа.
Условия и срок, к которому допускается замерзание бетона обычных
и предварительно напряженных железобетонных конструкций,
рекомендуется указывать в проекте. Набор бетоном требуемой
проектной прочности достигают несколькими способами.
Прптивоморозные добавки экономически целесообразны, если
внешняя отрицательная температура позволяет достигать
критической прочности бетона к концу установленного срока. Вид
противоморозной добавки зависит от типа конструкции, ее
армирования и агрессивности эксплуатационной среды. Количество
добавки находится в пределах 3... 16% от массы цемента и
устанавливается строительной лабораторией.
Рекомендуют применять комплексные добавки, содержащие
суперпластификаторы, прогивоморозные компоненты CaClj, NaCl,
NaNOj. ННК, К^СОз и др. В комплексных добавках расход
дефицитных противоморозных компонентов уменьшается в 4... 5 раз.
Э.к'ктрптермообрабптку бетона выполняют методами
электродного прогрева, прогрева различными электронагревательными
устройсгвами и индукционного нагрева в электромагнитном поле.
При применении электродного прогрева бетон прогревают в
конструкции или до его укладки в опалубку за счет теплоты,
выделяющейся внутри бетона, данный метод относится к
наиболее эффективным и экономичным видам электротермообработки.
245

Рациональным считают периферийный электропрогрев бетона с
помои;ью электродов, прикрепленных на опалубке. Данный способ
электропрогрева бетона обеспечивает качество железобетонных
конструкций, бетонируемых при низких температурах.
Целесообразно при этом применять бетонные смеси с противоморозными
добавками.
Способ термоса основан на использовании теплоты подогретых
составляющих бетонных смесей и теплоты, выделяемой при
твердении цемента. Этот способ рекомендуют применять при
бетонировании массивных конструкций.
8.4 Конструкции, эксплуатируемые
в сейсмических районах
Общие положения. При проектировании зданий и
сооружений, предназначенных для строительства в сейсмических
районах, следует применять конструктивные решения,
позволяющие до минимума снижать сейсмические нагрузки. Поэтому
рекомендуют применять симметричные конструктивные схемы,
легкие ограждающие конструкции и такие несущд^е относительно
обеих осей здания в плане конструкции, которые обеспечивают
развитие пластических деформаций в элементах и стыках.
В том случае, если здания или сооружения имеют сложную
форму в плане или их смежные участки имеют перепады высот
5 м и более, то вводят антисейсмические швы. Они должны
разделять здания и сооружения по всей высоте. Ширина таких швов
составляет 30+ 0,004 (Я—5000) мм, где Н — высота здания, мм.
Строительство жилых домов из сырцового кирпича, самана и
грунтоблоков допускают лишь в сельских населенных пунктах при
условии усиления стен деревянным каркасом с диагональными
связями.
Сборные железобетонные перекрытия и покрытия должны
быть замоноличены (жесткие-- в горизонтальной плоскости) и
соединены с вертикальными несущими конструкциями.
Покрытия одноэтажных зданий для строительства в
сейсмических районах следует принимать сборно-монолитной конструкции.
Многопролетные стропильные покрытия, как и многоволновые
оболочки для сейсмических районов, целесообразно проектировать
неразрезными с целью повышениях их жесткости и устойчивости.
Фундаменты зданий рекомендуют закладывать на одном
уровне. По верху сборных ленточных фундаментов в слое
цементного раствора толщиной 40 мм следует укладывать
продольную арматуру диаметром 10 мм в количестве трех, четырех и
шести стержней при расчетной сейсмичрюсти соответственно 7, 8 и
9 баллов. В углах и пересечениях стен подвалов рекомендуют в
горизонтальные швы укладывать арматурные сетки длиной 2 м с
продольной арматурой не менее 208 A-I.
246

Во виецентреиио сжатых и изгибаемых элементах шаг
поперечной арматуры должен быть не более 400 мм, а также не более \2d
при вязаных каркасах и не более \5d при сварных каркасах, где
d—наименьший диаметр сжатых продольных стержней. В местах
стыкования рабочей арматуры и при продольном армировании
свыше 3% расстояние между хомутами во внецентренно сжатых
элементах не должно превышать 8</ и 250 мм.
Для обеспечения пластических деформаций в предварительно
напряженных конструкциях принимают арматуру, для которой
относительное удлинение после разрыва должно быть не менее
2%. Кроме того, усилия, характеризующие прочность сечений,
должны превышать усилия, воспринимаемые сечениями при
образовании трещин, не менее чем на 25%.
Особенности конструирования каркасных зданий. В каркасных
зданиях горизонтальную сейсмическую нагрузку воспринимают
каркас с жесткими узлами рам, каркас с заполнением, каркас с
вертикальными связями, диафрагмами или стволами жесткости.
При расчетной сейсмичности 7...8 баллов допускают применять
наружные каменные стены высотой не более 7 м.
Диафрагмы, связи и ядра жесткости должны быть
непрерывными по всей высоте здания и расположены в обоих направлениях
равномерно и симметрично относительно центра тяжести здания.
При выборе конструктивных схем следует предусмотреть
возникновения первых пластических зон в горизонтальных элементах
каркаса (ригелях, перемычках и обвязочных балках).
По способу изготовления и возведения железобетонные
каркасы зданий могут быть сборными, сборно-монолитными и
монолитными. Жесткие узлы железобетонных рам должны быть
усилены применением сварных сеток и замкнутых хомутов
(рис. 8.3).
Участки ригелей и колонн, примыкаюш;ие к жестким узлам рам
на расстоянии, равном не менее высоты их сечения, усиливают
дополнительной замкнутой поперечной арматурой (хомутами) с
шагом не более 100 мм в рамных системах и не более 200 мм в
связевых системах. При расчетной сейсмичности 8 и 9 баллов шаг
хомутов в колоннах рам не должен превышать h/2, где
Л--наименьший размер сечения колонны. Диаметр хомутов следует
принимать не менее 8 мм.
В сборно-монолитном каркасе колонны и плиты
перекрытий объединяют в единую конструкцию путем натяжения на
бетон канатной арматуры. Ее пропускают через отверстия
колонн в зазорах между крупноразмерными панелями
перекрытия.
Сборные колонны многоэтажных зданий по возможности
следует укрупнять на несколько этажей. Стыки колонн
необходимо располагать в зонах с минимальными изгибаюпшми
моментами.
247

<■ -^
т-1, » I I
Wr
фПА-1
III и»'"»
ш
ш
\ША-1
VMi\
Рис. 8.3. Армирование узла сборной
(а) и монолитной (б) железобетонной
рамы:
/ прололышя арматура; 2 то же,
поперечная; 3 -усилгнпый арматурный
выпуск; 4 опорный сюлик из уюлков с
о1Верс1ием; 5 ломоляи1елы1:1Я продоль-
}1ая арматура; б - поперечная арматура
Рис. 8.4. Конструктивное решение
стыковых соединений панелей
внутренних стен крупнопанельных
зданий
Особенности конструирования крупнопанельных и
объемно-блочных зданий. Для зданий сейсмических районов рекомендуют
принимать конструктивную схему с несущими поперечными и
продольными стенами. Панели степ и перекрыгий соединяют
путем сварки выпусков арматуры, анкерных стержней и закладных
деталей. Таким образом все элементы зданий объединяют в
единую пространственную конструкцию, способную воспринимать
сейсмические нагрузки. Несущую способность зданий повышают
путем применения вертикальной напрягаемой арматуры.
Фундаменты применяют ленточные из Monojminoro
железобетона. При больших нагрузках и слабых грунтах может оказаться
рациональным фундамент в виде сплошной монолитной плиты.
Стеновые панели армируют пространственными каркасами.
Пример конструктивного решения внугренней стеновой панели и
ее стыков показан на рис. 8.4. Стены по всей длине и ширине
здания должны быть, как правило, непрерывными.
Благодаря большой пространственрюй жесткости и
способности перераспределять усилия, объемно-блочные здания вполне
подходят для строительства в сейсмических районах. При
строительстве блоки размерами на всю комнату соединяют по высоте
только по углам. Однако по всем граням блоков устанавливают
248

вертикальную арматуру. Для повышения жесткости
горизонтальных стыков блоков целесообразно устраивать шпоночные связи.
Для снижения сейсмических нагрузок устраивают в зданиях так
называемый первый гибкий этаж, т. е. первый этаж многоэтажных
зданий выполняют каркасным.
Особенности конструирования каменных зданий. В зданиях с
несущими стенами из кирпича или каменной кладки, кроме
наружных продольных стен, должно быть не менее одной
внутренней продольной слепы. При этом соблюдают требования
по минимальной Н1ириие простенков и максимальной ширине
проемов.
Сейсмостойкость каменных стен зданий повышают
арматурными сетками, вертикальными железобетонными элементами
(сердечниками), предварительным напряжением кладки. В уровне
перекрытий и покрытий зданий устраивают антисейсмические
железобетонные пояса по всем продольным и поперечным стенам.
Связь поясов с кладкой может быть усилена выпусками арматуры
и железобетонными анкерами.
Антисейсмические пояса устраивают на всю ширину стены.
Высота поясов должна быть не менее 150 мм. Их возводят из
бетона класса не ниже В12,5 и армируют челырьмя продольными
стержнями диаметром 10 и 12 мм при расчетной сейсмичности
соответственно 7, 8 и 9 баллов. Кроме того, армируют
горизонтальной арматурой все у1ловые участки наружных стен и
сопряжения внутренршх стен к наружным. Аналогичное
армирование применяют для стен из \юнолитного бетона.
Проемы большой ширины и узкие простенки окаймляют
железобетонной рамкой (рис. 8.5). Перемычки устраивают, как
правило, на всю то;шщну стены и заделывают в кладку на
глубину не менее 350 мм (при ширине проема до 1,5 м — не
менее 250 мм).
Принцип расчета конструкций на сейсмические воздействия.
Расчет железобетонных и каменных конструкций выполняют по
первой группе предельных состояний. При расчете по прочности
нормальных сечений изгибаемых и внецергтренно сжатых
элементов граничную высоту сжатой зоны бетона принимают на 15%
меньше чем при действии статических нагрузок.
Расчет усилий зданий и сооружений на сейсмические
воздействия производят, как и для упругих систем. Неучет упруго-
пластических свойств материалов ведет к переоценке расчетных
сейсмических на1рузок. Поэтому расчетные ускорения грунта
принимают меньше максимальных, зарегистрированных при
сильных землетрясениях.
Сейсмические воздействия и колебания конструкций могут
быть описаны случайными процессами (случайными функциями
времени). Моменты времени и интенсивноеги землетрясения также
носят случайный характер. Поэтому целесообразно применять
249

Рис. 8.5. Усиление граней оконных (а) и дверных
{6) проемов:
/—железобетонный сердечник; 2—железобетонная
перемычка, объединенная с обвязкой; 3
железобетонная обвязка
Рис. 8.6. К расчету сейсмических нагрузок
стохастические методы расчета здании и сооружении на
сейсмические воздействия. Поскольку такие методы слабо развиты,
сейсмические нагрузки вычисляют, пользуясь динамическими
методами (рис. 8.6).
Расчетную горизонтальную сейсмическую нагрузку,
приложенную к точке к и соответствующую /-му тону собственных
колебаний зданий и сооружений, определяют по формуле
Fi, = yi,-^2poik- (8-16)
Здесь к,^1—коэффициент, учитывающий допускаемые
повреждения конструкций (х, = 1, если повреждения не допускаются);
К2 = 0,5...3 — коэффициент, учитывающий конструктивное решение
и число этажей зданий и сооружений;
^о.* = С;,аР,ХзЛ.-* (8.17)
— значение сейсмической нагрузки, определяемое в предположении
упругого деформирования конструкций, где G^ — вес здания или
сооружения, отнесенный к точке к; а = 0,1; 0,2 и 0,4 соответственно
для расчетной сейсмичности 7, 8 и 9 баллов; Р,-^3 коэффициент
динамичности, соответствующий /-му тону собственных колебаний
здания или сооружения и зависящий от периодов его собственных
колебаний Т^ и категории грунтов по сейсмическим свойствам;
250

Из = 1... 1,5 коэффициент, зависящий от характеристики
конструкций;
'^>k = x,,tGjX>jlt{GjXfj} (8.18)
-коэффициент, зависящий от формы деформаций здания или
сооружения при его собственных колебаниях по /-му тону и от
места расположения нагрузки G^ (см. рис. 8.6).
Расчетные значения усилий в железобетонных и каменных
конструкциях от сейсмической нагрузки
I Sf, (8.19)
где Sf— значения усилий, вызываемых сейсмическими нагрузками,
соответствующими /-Й форме колебаний; т — число учитываемых
в расчетах форм колебаний. Для каменных зданий высотой до
пяти этажей допускают определять сейсмические нагрузки с
учетом только первой (основной) формы колебаний.
Расчетные вертикальные сейсмические нагрузки вычисляют по
формулам (8.16) и (8.17) при коэффициентах И2 = Из = 1. Для зданий
с несущими стенами из монолитного бетона и каменной кладки
вертикальную сейсмическую нагрузку принимают равной 15% и
30% вертикальной статической нагрузки при расчетной
сейсмичности соответственно 8 и 9 баллов. Вертикальную нагрузку
необходимо учитывать лишь при расчете каменных и консольных
конструкций, а также рам, арок, ферм и пространственных
покрытий пролетами 24 м и более. Направление действия
вертикальной нагрузки (вверх или вниз) принимают более невыгодным
для напряженного состояния конструкции.
При расчете конструкций расчетные постоянные, временные
длительные и кратковременные нагрузки умножают на
коэффициенты сочетаний, равные соответственно 0,9; 0,8 и 0,5. При этом
ветровую нагрузку, кратковременные динамические воздействия
оборудования, инерционные силы от масс на гибких подвесках и
температурные климатические воздействия не учитывают.
При расчете подпорных стен следует учитывать сейсмическое
давление грунта, а при расчете резервуаров — сейсмическое
давление жидкости.
Допускают принимать плоскую расчетную схему
многоэтажных зданий со стенами из монолитного бетона, сборных
железобетонных панелей и каменной кладки. Согласно данной схеме
горизонтальные сейсмические силы воспринимает ряд
вертикальных диафрагм, параллельных направлению нагрузки.
Сейсмическая нагрузка распределяется между диафрагмами
пропорционально их жесткостям.
251

8.5. Способы восстановления
и усиления конструкций
Задачи реконструкции зданий и усиления конструкций.
Строительство новых, технически более совершенных предприятий
целесообразно сочетать с реконструкцией существующих. Во
многих случаях весьма выгодно и экономически целесообразно
прирост производственных мощностей обеспечивать за счет
технического перевооружения действующих промышленных
зданий и сооружений. Техническое перевооружение требует
правильного подхода к реконструкции предприятий, в том числе учета
необходимости вьшолнения строительно-монтажных работ в
процессе эксплуатации зданий.
Реконструкция промышленных и гражданских зданий тесно
связана с износом зданий и сооружений. Износ зданий
подразделяют на физический и моральный. Физический износ
заключается в ухудшении технических качеств, а также снижении
эксплуатационной пригодности и несущей способности
конструктивных элементов. В железобетонных и каменных конструкциях
возникает при этом больнюе количество нежелательных трещин,
снижающих сплошность бетона и каменной кладки. Виды
расположения трещин в элементах приведены на рис. 8.7 и 8.8.
Особую опасность для наземных конструкций представляет
пучение грунта вследствие проникания закислованных вод в
основания фундаментов, приводящее к их разрушению.
Причинами физического износа конструкций являются также
ошибки, возникающие как при проектировании, так и при
возведении зданий и сооружений. К производственным ошибкам
относятся неправильное количество, положение и анкеровка
рабочих арматурных стержней, неправильный состав бетонных
смесей и плохое их уплотнение, некачественные сварные стыки
арматуры и закладных деталей и т. д.
Трещины в бетоне и каменной кладке неизбежны также при
температурно-усадочных и пожарных воздействиях. После
остывания конструкций имеют место необратимые деформации, а также
понижение их трещииостойкости и прочности. Поэтому после
воздействия пожара несущие бетонные и железобетонные
конструкции могут быть при.годны для эксплуатации, если
температура пе превышала 200...400 С в зависимости от вида бетона и
интенсивности напряжений.
Следует отмегить, что весьма трудно выявить элементы,
коюрые подлежат восстановлению или усилению, а также несущая
способность которых снижена настолько, что они не
удовлетворяю! 'зксплуагациопным требованиям и снижают надежность
здания или сооружения.
При (ioccmaiioe.wmiu железобетонных и каменных конструкций
неконструктивные трещины должны быть герметически заделаны,
252

'IL.L.LJlJ.
S)
'#^
t
I 1
-I I.
Flic. H.7. Виды расположения неконструктивных трепшн в железобетонной балке с
иенапрягаомой (а) и напрягаемой (б) арматурой, а также в железобетонной стене
или плите перекрытия (в)
Рис. Н.Н. Вилы расположения неконструктивных трещин в наружных стенах при
наличии слабого основания под средней (а) и крайней F) частями здания, а также в
поперечных не несущих (в) и несущих (г) стенах при различных осадках внешних и
внутренних продольных стен
поэтому вся каменная мелочь и пыль удаляются щеткой. После
этого производят заделку трещин полимерными растворами
инъецированием или вручную. Пористый и недоуплотненныи
бетон железобетонных конструкций, а также некачественную
каменную кладку вырубают и замоноличивают качественным
бетоном. В ходе ремонта часто требуется временное крепление
конструкций.
Способ усиления железобетонных и каменных конструкций
зависит от их типа и обусчовливается техпико-экономическим
расчетом.
Усиление плит перекрытия. Самым простым способом усиления
плит перекрытия и покрытия является установка металлических
балок из прокатного профиля (в том числе из уголковой стали) в
пропилах плит с последующим оштукатуриванием или покраской.
Кроме того, такой способ усиления плит является эффективным
при недостаточной глубине их опирания на стены.
Усиление ребристых монолитных перекрытий и сборных
железобетонных плит вьшо.чняют обычно наращиванием элемен-

Рис. 8.10. Усиление железобетонных балок наращиванием снизу (а, б, в),
применением внешней арматуры (г, д) и изменением конструктивной схемы (е, ж):
1 — старый бетон; 2 новый бетон; 3 — дополнительная рабочая арматура; 4—стальной
швеллер; 5 старая арматура; б — планка; 7—болт; 8 тяж-затяжка
ТОВ. Наращивание сверху производят после снятия слоев старого
пола и поврежденного верхнего слоя старого бетона плит путем
укладки арматурной сетки и слоя нового бетона толщиной не
менее 50 мм (рис. 8.9, а).
254

в тех случаях, когда ненелесообразно снимать пол, иараищва-
ние плит выполняют снизу (рис. 8.9, б). При ')том к старой
арматуре приваривают новые сетки, поверхность бетона
обрабатывают насечкой, увлажняют и покрывают торкретбетоном, для
которого характерна хорошая адгезия к бетонной поверхности.
Усиление балок и ригелей. Их усиление производят путем
иараншвания поперечного сечения, усиления раск.;нугой зоны
внешней жесткой арматурой или изменения конструктивной
схемы.
Нарапщвание балок выпо:шяют с приваркой к освобожденной
от защитного с;юя обнаженной арматуре продольных стержней
(рис. 8.10, а, б, в). Приварку осуществляют при помощи
вспомогательных стержней. Арматуру покрывают слоем торкрет-
бе гона. Растянутую зону ба.чок усиливают также стальными
ншеллсрами, которые приклеивают к беюпу и аккерируют
внеппн1ми стальными планками (рис. 8.10, г') пли специальными
бо:ггами (рис. 8.10, <)).
Конструктивную схему балок изменяют путем преврап1ения
конструкции в н]пренгельную систему (рис. 8.10. с), а также в
неразрезные балки. Кроме того, балки разгружают путем усга-
новки новых (допо.тнительных) ба.ток между сушес!вуюи.шми. а
также устройством допо:нштельных опор.
Усиление колонн и простенков. Железобетонные колонны
усиливают путем устройства обойм и наращиванием поперечного
сечения с двух или одной стороны (рис. 8.11,«), Односгороннее
нарапщвание применяют с целью уменьн1ения эксцентриситета с^^
прююжения продольной силы N.
Догю.тнительпую продольную арматуру соединяют со
стержнями ко:юнны с помощью приваренных коротышей или хомутов.
Поверхность ко:юнн обрабатывают насечкой, увлажняют и
покрывают торкретбетоном. Во всех случаях толщина стоя нового бетона
должна быть не менее 60 мм. Площадь сечения нового бетона и
лонолпительной арматуры определяют расчетом. При лом
учитывают возможность разгрузки ко:югн1 при проттшодстве работ.
Си..1ьно натруженные и слабые колонны уси швают
устройством рубашек, армированных продольными стержнями и
спиральной проволокой с неболыним шагом {рис. 8.11. гТ).
Усиление каменных простенков производят с по\тонп>ю
железобетонных юш мeтaлJЩчecкиx рубашек то.чшиной 60...100мм.
Же.тезобетонные рубашки более эффективны. При cooTHonieimH
сторон усшшваемого простенка или столба более 2.5 г{еобходимо
устраивать сквозное соединение усилиьающи.ч сюен жслезобеюиа
(рис. 8.12.«), При небо.нлиих размерах нросгеиков и
необходимости значите.чьного 1ювьииепия их несуидей способности в нем
>страива10т сердечник из же.тезобетона или Mcia.iлически.ч про-
фи.тей. Железобетонную обойму выпо.шягот us бетона к.тассов
В12.5..,В20,

Рис. 8.11. Усиление железобетонных колонн обоймой с продольной (а) и
спиральной (б) арматурой:
/ — старый бетон; 2 -новый бетон; 3 балка
а]
\ ■
г" ;
ц
/а
"Т °
V-
::; [
z-.:\i
>
а
Рис. 8.12. Усиление йростенок (а) и колонн F) каменных зданий:
/ — швеллерная накладка; 2 — каменная кладка; J -болт; 4- угловая накладка; 5 упоры
накладок
Кирпичные колонны усиливают также стальной обоймой,
состоящей из четырех вертикальных уголков, устанавливаемых на
растворе по углам усиливаемой колонны, и хомутов из полосовой
стали или круглых стержней, приваренных к уголкам (рис. 8.12,6).
Угловые накладки делают несколько длиннее расстояния между
верхним и нижним упорами. Затем их сжимают с помощью
болтов, чем достигаются предварительные сжимающие
напряжения в обойме и разгрузка колонны.
256

а) 10,000
S) 10,000
S) 10,000
Puc. 8.13. Усиление ленточных (a, б, в) и отдельных (г) фундаментов:
/ фундаменг; 2 -новый бегон; 3 поперечная балка; 4 продольная стальная балка;
5 арматурный каркас; 6 — стержень диаметром 16...20 мм
Расстояние между хомутами обоймы должно быть не более
меньшего размера и не более 500 мм. Стальная обойма должна
быть заш;иш;ена от коррозии слоем цементного раствора
толщиной 25...30 мм, нанесенного по металлической сетке.
Усиление закладных деталей. Опыт эксплуатации сборных
железобетонных конструкций, и в первую очередь
крупнопанельных зданий, показал, что стыки являются весьма слабым местом
несуш;их и ограждаюш;их элементов. В стыках постоянно
возникают напряжения, вызываемые усадкой бетона, изменением
температуры, влиянием атмосферных воздействий, осадки
фундаментов и т. д. Остаточная податливость и коррозионные
разрушения соединительных и закладных деталей, а также связей могут
сильно снижать прочность и пространственную жесткость
конструкций.
Все конструктивные стыки, в которых сечение закладных
деталей уменьшилось более чем на 30%, подлежат усилению
путем введения новых соединительных элементов.
Усиление фундаментов. Усиление фундаментов зданий и
сооружений выполняют путем увеличения размеров в плане их
подошвы.
Ленточные фундаменты усиливают путем установки
поперечных стальных элементов, опирающихся на продольные стальные
или железобетонные балки, и нараш;ивания поперечного сечения
фундамента монолитным бетоном (рис. 8.13, а, б). В слабо
нагруженных ленточных фундаментах продольные балки не
устанавливают (рис. 8.13, в).
Отдельные фундаменты под колонны усиливают устройством
монолитной железобетонной обоймы (рис. 8.13, г).

Заключение
в учебнике изложены основы механики бетона,
каменной кладки и железобетона, а также принципы
конструирования и расчета отдельных элементов и конструкций
зданий и сооружений. При этом автором сделана попытка
указа1ь направлепия и проблемы научно-технического
прогресса в обласчи массивных каркасных и бескаркасных
конструкций.
При подготовке материала учебника автором было
учтено, что развитие строительной индустрии тесно связано с
усилением роли фундаментальных значений в предмете
«Железобетонные и каменные конструкции» для студентов
специальности 29.03 «Промышленное и гражданское
строительство». Эго объясняется тем. что массивные конструкции
еще долго будут служить основным материалом зданий и
сооружений.
Как в первой, так и во второй части учебника приведены
оригинальные данные, представляющие теоретическую и
практическую ценность, а также новизну и интерес не только
для студенгов, но и для инженеров строительных
специальностей. Поэтому учебник может быть использован в качестве
учебного пособия для Инженеров и преподавателей высших и
средних учебных заведений, повышающих свою
квалификацию самостоягельно или на специальных факультетах.

Литература
Байков В. Н., Сиголов Э. К. Железобетонные конструкции. Общий курс, М., 1985.
Проектирование и расчет многоэтажных гражданских зданий и их элементов/
Дроздов П. Ф., Додопов М. Я., Паньшин Л. Л. и др. Под ред. П. Ф. Дроздова.
М., 1986.
Дыховичпый Ю. Л., Максименко В. Л. Сборный железобетонный унифицированный
каркас. М., 1985.
Железобетонные конструкции / Под ред. Л. П. Полякова, К. Ф. Лысенко и Л. В.
Кузнецова. Киев, 1984.
Железобетонные конструкции. Специальный курс/Под ред. В. Н. Бажова. М.,
1981.
Каменные и армокаменные конструкции. Примеры расчета/Под ред. Л. П.
Полякова. Киев, 1980.
Лепский В. И., Паньшин Л. Л., Кац Г. Л. Полносборные конструкции общественных
зданий. М., 1986.
Маковский Л. В. Городские подземные транспортные сооружения. М., 1979.
Милованов Л. Ф. Огнестойкость железобетонных конструкций. М., 1986.
Проектирование железобетонных конструкций. Справочное пособие/Под ред.
Л. Б. Голышева. Киев, 1985.
Проектирование и строительство зданий методом подъема/Под ред. Р. О. Саакя-
на. М., 1986.
Руководство по проектированию железобетонных конструкций с безбалочными
перекрытиями. М., 1979.
СНиП 2.03.04—84. Бетонные и железобетонные конструкции, предназначенные для
работы в условиях воздействия повышенных и вывоких температур. М., 1986.
СНиП 2.03.11—85. Защита строительных конструкций от коррозии. М., 1986.
СНиП 2.02.01- 83. Основание зданий и сооружений. М., 1986.
СНиП 2.02.03- 85. Свайные фундаменты. М., 1986.
СНиП II-7 81. Строительство в сейсмических районах. М., 1982.
Соломин В. Я., Шматков С. Б. Методы расчета и оптимальное проектирование
железобетонных фундаментных конструкций. М., 1986.
Справочник проектировщика инженерных сооружений / Под ред. А. П. Величкина и
В. Ш. Козлова. Киев, 1973.
Типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для промышленного
строительства. Справочник проектировщика / Под ред. Г. Я. Бердичевского.
М., 1981.
Фалевич Б. Н., Штритер К. Ф. Проектирование каменных и крупнопанельных
конструкций. М., 1983.

Основные буквенные обозначения
л площадь
и рассгояние, ускорение
В жесгкосп.. ширина сооружения
h ширина сечения
с параметр податливости,
коэффициент постели
D диамсф сооружения,
цилиндрическая жесткость, марка но
плотное ей
(/ — 1лубнна. диаметр арматуры
fi — мо.п.ть упруюсти
с — рассюянпе
(■„ — экснентриситет
/•' — сила
/ — iipoj иб
О' — модуль сдви1а
HaipyiKU постоянная
крутильная жесткость
ускорение сплы тяжести
высота сооружения, распор
высота сечения
рабочая высота сечения
момент инерции сечения
ралиус инерции сечения, уклон
параметр жесткости
,1.1ина сооружения
л.шна элемента, npo.iei
/„ — расчетная д.тина элемента
, m — инибакяций момент
V/ — бнмомент
Л',
67,
К
н
к
1
к -
L —
I —
Q~
п — продо.п>ная си.та
Р — усилие предварительною обжатия
давление, суммарная naipyiKa
поперечная сила, сила сдви1а
сопротивление
радиус
статический момет сечения
нафуэка снеювая
шаг
период колебаний
крутильный момент
то.пцина, время. 1емперат)ра
периметр
объем
Hai рузка временная
момент сопротивления сечения
11- — нагрузка ветровая
V — высота сжатой зоны
— плечо пары внутренних сил
Y — коэффициент надежности, удельный
вес
11 коэффициент армирования,
коэффициент трения
р - кривизна, плотность
9 уюл noBopoia
а — нормальное напряжение
т — касательное напряжение
ф — коэффициент продольного изгиба,
угол внутреннею трения
Индексы при буквенных обозначениях
а —
11( —
(III —
ЦП —
h -
hr -
с —
.«/ -
ir —
in
d -
ilin —
i' —
i'\t —
1 -
.<.' —
inc —
ill! -
nil —
1 -
арматура жесткая
случаГмтьтй
TfiaKT ический
атткер
бетон
ветвь брутто
сжаттте, колонна
растет Т1ЫЙ
кратт критический
гретцина
диафрат ма, ттроектньтй
литтамический
арматура внетпняя
1тар\жтн.1Й
тюлка. (|)ундаме1тт
осттьание
нак тоттттый
тнтжнттй
внутрреттттий
длительттый
/ос
т
mill
тх
III -
Р
Ч
г
n-cl
ret -■
у
scr
sp -
чип -
1 -
и -
» -
■, у. : -
местный
средний
максимальный
минимальный
каметтттая к.тадка
нетто
ттрсднапряжение
срез
связь
приведенный
надежность, релаксация
арматура гибкая
эксп.туатапиопньтй
- арматура ттаттрят аемая
- статический
- кручение, растяжение, изтиб с
кручением, температура
- ттредельтн>тй
- ветровая ттатрузка, давление воды
- наттравления координатных осей

Предметный указатель
Автоматизированное проектирование 7
Анкеры 81
Арки 121
Балки монолитные второстепенные 31
главные 32
Балки сборные обвязочные 125
подкрановые 124
стропильные 105. ИЗ
фундаментные 125
Башни водонапорные 201
радиотелевизионные 198
Бимомент 86
Бункера 209
Ванты 194
Висячие покрытия 193
Выбор конструктивного решения 5
Гипары (гиперболические
параболоиды) 177
Глубина заложения фундаментов 134
Давление воды 207
грунта 221. 226, 229
сыпучих материалов 211. 213, 216
Диафрагмы жесткости 62, 67
Допуски размеров 12
Дымовые трубы 199
Жесткость изгибная 60, 87. 90. 94
крутильная 90
- пространственная 62. 106
Заделка балок 81
Зашита от коррозии 233
Здания из каменной кладки 73, 249
крупных блоков 74
монолитного бетона 73
- пространственных блоков 71
каркасные 55, 59, 61, 104, 247
крупнопанельные 69, 248
Каналы 233
Карнизы 78
Колонны 64. 127
Компоновка каркасных зданий
многоэтажных гражданских 61, 72
промышленных 55, 58. 59
одноэтажных 102
оболочек 167
Консольная модель 89
Коррозия материалов 231
Коэффициент динамичности 15
сочетания нагрузок 14. 109
Краевой эффект 171
Куполы 189
Лестничные марты 77
Линия излома. 21. 47
Метод предельного равновесия 20
Межферменный этаж 59
Нагрузка ветровая 83, 107
мостовых кранов 108
на перекрытия зданий 14
Пастилы перекрытия 4!
покрьггия 113
Оболочки пологие гауссовской
кривизны 174
цилиндрические длинные 178
короткие 184
Опорное кольцо 190
Опорный контур 165, 194
Опоры линий электропередачи 202
Особенности бетонных работ в зимних
условиях 245
конструирования стен 74. 75
расчета плоскостных конструкций 19
- фундаментов 135
учета нагрузок 13
Панели перекрытия 38. 40. 50
покрытия. 71, 112
сводчатые 185
стеновые 68, 70
Параметр податливости 18, 84
жес1кос ги 18
Перекрытия балочные монолитные 27
сборные 36
сборно-моно-штные 43
261

Перекрытия безбалочные
монолитные 45
сборные 49, 51
сборно-монолитные 51
— , возведенные методом подъема 52
Перемычки 79
Перераспределение усилий 15
Пилоны б7
Плиты монолитные балочные 29
опертые по контуру 34, 45
— сборные перекрытия 37
" площадные 77
покрытия 110
Повреждение конструкций 252
Повышение коррозионностойкости 233
— жаро- и огнестойкости 242
Погрепшость размеров 12
Податливость узлов рам 18
Прогиб верпшны зданий 93
Противоморозныс добавки 245
Прочность стеновых элементов
плоскопараллельной системы 98, 100
-- свай 156
Рамы монолитные I31
— сборные 130
Расчет арок 123
балок 23, 25, 28, 30, 36, 42, 126
— бункеров 210
- диафрагм 98, 100, 173
— куполов 191
— на нагрев 240
— огнестойкость 241
— продавливание 49, 136, 141
сейсмические воздействия 249
ускорение колебаний 97
оболочек 169, 175, 180
плит балочных 26, 28
опертых по контуру 24, 25, 35, 48
наружных стен 97
- простенков 96
— ростверка 158
— свай 156
— стволов 197
усилий рамы многоэтажной 19, 60
одноэтажной 107, 110
- сдвигающих 94, 95, 96
системы 17
— фермы 118, 121
фундаментов отдельных 138
ленточных 147
свайных 157
— сооружений бапюнного типа 160
сплошных 149
Резервуары цилиндрические 206
прямоугольные 208
Ригели 56, 65
Сваи буровые 156
забивные 153
колонны 155
" набивные 156
Своды 187
Связи сдвига 82
Сейсмическое воздействие 246
Силосы 205
Складки длинные 182
- короткие 184
Способ расчета кинематический 24
статический 22
Стандартизация 11
Ствол (ядро) жесткости 63, 68
Стены подвальные 144
— подпорные 219
Температура высокая 235
низкая 243
Температурные деформации 237
Типы оболочек 164
резервуаров 204
— свай 153
— фундаментов 133
Тоннели 224
Трубопроводы 227
Узлы опирания 80
сопряжения 66
— фермы 117, 119
Усиление балок 254
колонн 255
плит 253
— фундаментов 257
Устойчивость оболочек 172
— подпорных стен 222
Фермы подстропильные 121
— стропильные 116
Фундаменты глубокого заложения 150
ленточные под стены 143
колонны 145
отдельные 137
— - под оборудование 161
свайные 152
сооружений бапгенного типа 158
СПЛ0П1НЫС 148
Центр жесткости 85
Шарниры 24, 47
Швы деформационные 9
— осадочные 11
Эпюры усилий 6ajmK 29, 31
связевой системы 88
Ядро жесткости 63

Оглавление
Предисловие 3
Глава 1. Принципы проектирования железобетонных и каменных
конструкций 5
1.1. Общие рекомендации и система автоматизированного
проектирования 5
1.2. Деформационные и осадочные швы 9
1.3. Стандартизация и допуски конструкций 11
1.4. Принцип расчета усилий 13
1.5. Особенности расчета плоскостных конструкций 19
1.6. Расчет конструкций по методу предельного равновесия 20
Глава 2. Конструкции плоских перекрытий 27
2.1. Монолитные ребристые перекрытия с балочными плитами 27
2.2. Монолитные ребристые перекрытия с плитами, опертыми по
контуру 34
2.3. Сборные балочные перекрытия 36
2.4. Сборно-монолитные балочные перекрытия 43
2.5. Монолитные безбалочные перекрытия 45
2.6. Сборные безбалочные перекрытия 49
2.7. Сборно-монолитные безбалочные перекрытия 51
2.8. Безбалочные перекрытия, возведенные методом подъема 52
Глава 3. Конструкции многоэтажных здвннй 55
3.1. Каркасные здания промышленного типа 55
3.2. Каркасные здания гражданского типа 61
3.3. Бескаркасные здания из крупнопанельных и объемных элементов .... 69
3.4. Каменные и бетонные здания 73
3.5. Конструкция и расчет элементов зданий 77
3.6. Основы расчета связевых систем 82
3.7. Упрощенные методы расчета связевых систем 89
3.8. Проверка прочности стеновых элементов 98
Глава 4. Конструкции одноэтажных каркасных зданий 102
4.1. Конструктивные схемы одноэтажных каркасных зданий 102
4.2. Расчет рам из сборных элементов 107
4.3. Плиты и настилы покрытия 110
4.4. Балки и фермы покрытия 113
4.5. Арки покрытия 121
4.6. Подкрановые, фундаментные и обвязочные балки 124
4.7. Колонны и рамы 127
263

Глава 5. Конструкции фундаментов 133
5.1. Общие сведения о фундаментах 133
5.2. Отдельные фундаменты .мелкого заложения 137
5.3. Ленточные фундаменты 143
5.4. Сплошные фундаменты 148
5.5. Фундаменты глубокого заложения 150
5.6. Свайные фундаменты 152
5.7. Фундаменты сооружений бапюнного типа 158
5.8. Фундаменты под оборудование и машины 161
Глава 6. Тонкостеииые пространственные конструкции 164
6.1. Общие сведения о пространственных конструкциях 164
6.2. Особенности расчета тонких оболочек 169
6.3. Покрытия с пологи.ми оболочками положительной гауссовой
кривизны 174
6.4. Покрытия с оболочками отрицательной гауссовой кривизны 177
6.5. Покрытия с дJшнными цилиндрическими оболочками и
складками 178
6.6. Покрытия с короткими цилиндрическими оболочками и
складками 184
6.7. MнoroвoJшoвыc своды-оболочки и своды-скла.аки 187
6.8. Крупольные покрытия (оболочки вращения) 189
6.9. Висячие покрытия 193
Глава 7. Конструкции инженерных сооружение 196
7.1. Сооружения бапшнною типа 196
7.2. Резервуары 204
7.3. Бункера 209
7.4. Силосы 214
7.5. Подпорные стены 219
7.6. Подземные каналы, TOHHCjm и трубопроводы 223
Глава 8. Конструкции, эксплуатируемые и возводимые в особых
условиях 231
8.1. Конструкции, жсплуатирусмыс в условиях агрессивной среды 231
8.2. Конструкции в условиях высоких гсмпсратур 235
8.3. Конструкции, эксплуатирусмь|с и возводимые при низких
температурах 243
8.4. Конструкции, жсплуатирусмые в сейсмических районах 246
8.5. Способы восстановления и усиления конструкций 252
Заключение 258
Литература 259
Основные буквенные обозначения 260
Индексы при буквенных обозначениях 260
Предметный указатель 261