Текст
МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ
КОНСТРУКЦИ И
Специальный нурс
Е. И. БЕЛЕНЯ и Н. Н. СТРЕЛЕЦКИЙ,
заслуженные деятели науки и техники РСФСР,
доктора техн, наук, профессора,
Г. С. ВЕДЕНИКОВ, Л. В. КЛЕПИКОВ,
Т. Н. МОРАЧЕВСКИЙ,
кандидаты техн, наук, доценты
Сканировал и
обрабатывал
Лукин А.О.
МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ
КОНСТРУКЦИИ
СПЕЦИАЛЬНЫЙ КУРС
Издание 2-е, переработанное и дополненное
Под общей редакцией заслуженного деятеля науки и техники РСФСР,
д-ра техн, наук, нроф. Е. И. БЕЛЕНЯ
Допущено
Министерством высшего и среднего специального образования СССР
в качестве учебного пособия для студентов
строительных специальностей высших учебных заведений
МОСКВА СТРОЙИЗДАТ 1982
ББК 38.54
М 54
УДК 624.014(075.8)
Рецензенты: кафедра металлических конструкций Воро-
нежского ИСИ, д-р техн, наук, проф. А. Г. Соколов (ЦНИИ-
проектстальконструкция)
Металлические конструкции: Спец. курс. Учеб.
М54 пособие для вузов/Е. И. Беленя, Н. Н. Стрелец-
кий, Г. С. Ведеников и др.; Под общ. ред. Е. И. Бе-
леня.— 2-е изд., перераб. и доп. — М.: Стройиздат,
1982. —472 с.
Пособие является дополнением к основному учебнику «Металличе-
ские конструкции». Специальный курс содержит углубленное изложе-
ние основных направлений развития металлических конструкций на
современном этапе и необходимый студентам материал для диплом-
ного проектирования, что учтено при переиздании. Состоит из 5 раз-
делов. При переиздании раздел «Доменные строительные конструкции»
заменен другим — «Каркасы высотных зданий» как более актуальным
для дипломного проектирования,
3202000000—504 БВК 38.54
М 047(01)—82 80—82. 6С4.05
© Стройиздат, 1982
ПРЕДИСЛОВИЕ
Настоящее второе издание специального курса значительно переработано по срав-
нению с первым изданием, вышедшим в 1965 г. Основные методические установки и
структурное построение специального курса, принятые в первом издании, выпущенном
под общим руководством и при авторском участии Героя Социалистического Труда,
члена-корреспондента Академии наук СССР, профессора Н. С. Стрелецкого, сохранены.
Специальный курс является продолжением и развитием общего курса, читаемого
студентам специальности «Промышленное и гражданское строительство». Материал кни-
ги предназначен для углубленного изучения металлических конструкций по специали-
зации «Металлические конструкции» и «Конструкции промышленных и гражданских
сооружений», а также для студентов специализации ПГС, выполняющих проект по ме-
таллическим конструкциям.
Помимо углубленного изложения вопросов, связанных с основными направлениями
развития металлических конструкций на современном этапе, особое внимание обращено
на материалы, необходимые студентам при дипломном проектировании.
Книга содержит также исходный материал для аспирантов и может служить посо-
бием для инженеров при реальном проектировании.
Специальный курс содержит пять разделов: I. Предварительно-напряженные конст-
рукции; II. Алюминиевые конструкции; III. Висячие покрытия; IV. Каркасы многоэтаж-
ных зданий; V. Пролетные строения мостов.
Взамен мало используемого в учебном процессе раздела «Конструкции домен» вве-
ден раздел «Каркасы многоэтажных зданий», освещающий конструкции, широко ис-
пользуемые в промышленном и гражданском строительстве.
В I разделе студенты знакомятся с основными идеями и возможностями предвари-
тельного напряжения, позволяющими повысить эффективность металлических конструк-
ций. Излагаются особенности конструирования и расчета конструкций при различных
способах предварительного напряжения. Затронуты вопросы исследования работы
предварительно-напряженных конструкций. Приводятся примеры проектирования пред-
варительно-напряженных конструкций и показатели их эффективности.
Во II разделе даны обширные сведения о материале, особенностях конструирова-
ния и расчета элементов алюминиевых конструкций и соединений. Выявлены области
рационального применения алюминия в современном строительстве. Показаны особен-
ности конструктивных форм алюминиевых конструкций как несущих, так и совмещаю-
щих несущие и ограждающие функции.
В III разделе рассматриваются компоновочные решения висячих покрытий зданий,
особенности их работы, расчета и конструирования. Приводятся характерные примеры
висячих покрытий, осуществленных в СССР и в других странах, в том числе спортив-
ных сооружений Олимпиады—80.
В IV разделе приводится классификация каркасов многоэтажных зданий с анали-
зом их особенностей, рассматриваются вопросы компоновки, нагрузок, конструирования
и расчет. Даны примеры проектирования.
В V разделе освещены конструкции пролетных строений железнодорожных, авто-
дорожных, пешеходных, городских, трубопроводных металлических мостов и дана их
классификация. Особое внимание обращено на новые конструктивные формы мосто-
вых сооружений. Для каждой конструктивной формы вскрываются основные законо-
мерности компоновки и рассматриваются характерные узлы. Приводятся данные по
нагрузкам и особенностям расчетов.
В книге отражены задачи в области металлостроительства, принятые в решениях
XXVI съезда КПСС и «Основных направлениях экономического и социального разви-
тия СССР на 1981—1985 годы и на период до 1990 года», учтены последние нормы
проектирования, новые ГОСТы на материалы.
К каждому разделу дана библиография основной литературы по данному вопросу.
Раздел I написан д-ром техн, наук, проф. Е. И. Беленей-, II — канд. техн, наук,
доц. Т. Н. Морачевским-, III — канд. техн, наук, доц. Г. С. Ведениковым-, IV — канд.
техн, наук, доц. Л. В. Клепиковым-, V — д-ром техн, наук, проф. Н. Н. Стрелецким.
Авторы выражают благодарность заслуженному деятелю науки и техники РСФСР,
д-ру техн, наук, проф. А. Г. Соколову, д-ру техн, наук, проф. Н. М. Кирсанову и сот-
рудникам кафедры металлических конструкций Воронежского ИСИ, принявшим участие
в рецензировании книги.
РАЗДЕЛ I. ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННЫЕ
МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ КОНСТРУКЦИИ
ГЛАВА 1. ЦЕЛИ И ОСНОВНЫЕ ИДЕИ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО
НАПРЯЖЕНИЯ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
Предварительное напряжение металлических конструкций применя-
ется для повышения их эффективности, т. е. для снижения расхода ма-
териала в проектируемой конструкции при заданной несущей способно-
сти или жесткости; существуют разнообразные способы создания пред-
варительного напряжения и все они связаны с дополнительными затра-
тами труда, а иногда и материала на дополнительные элементы.
Предварительное напряжение целесообразно если эффект, получае-
мый от него, полностью окупает дополнительные затраты. Основной иде-
ей предварительного напряжения является создание искусственным пу-
тем в конструкции, стержне или наиболее напряженном сечении стерж-
ня напряжения обратного знака тем напряжениям, которые возникают
при действии эксплуатационной нагрузки (рис. 1.1).
Из рис. 1.1. видно, что без предварительного напряжения материал в
конструкции достигает расчетного сопротивления при нагрузке Р\. При
создании в материале предварительного напряжения обратного знака R
расчетное сопротивление достигается при нагрузке Р2>Л- В этом слу-
чае воздействием нагрузки погашают предварительное напряжение, а за-
тем материал работает на основное напряжение, вызываемое нагрузкой.
При растяжении стержня, имеющего площадь сечения F без предвари-
тельного напряжения расчетное усилие Pi=FR. Расчетное усилие пред-
варительно напряженного стержня
P2 = F(<j0 + R)> Pt.
При заданном усилии Р требуемые площади сечения стержня будут
соответственно равны: без предварительного напряжения F\—P/R,
с предварительным напряжением
Аналогично повышается несущая способность изгибаемого элемента,
если в сечении с наибольшим изгибающим моментом создать эпюру пред-
варительных напряжений обратного знака тем напряжениям, которые
возникают от нагрузки с растяжением в верхней полке и сжатием в ниж-
ней (рис. 1.2). Тогда максимально допустимый изгибающий момент в
сечении Л42==-1^(оо+^), в то время как максимальный момент того же
сечения без предварительного напряжения Mi=WR<zM2. Соответствен-
но, при заданном максимальном изгибающем моменте требуемый момент
сопротивления сечения при предварительном напряжении будет меньше,
чем без предварительного напряжения.
Снижение перемещения конструкций от заданных нагрузок. Во мно-
гих случаях предельное состояние конструкции определяется не; предель-
ными напряжениями, а заданными предельными перемещениями [А],
устанавливаемыми требованиями эксплуатации. В этих случаях пред-
варительное напряжение может уменьшить перемещения от заданной на-
грузки и соответственно позволит запроектировать конструкцию более
экономной.
Предварительным напряжением можно вызвать в конструкции на-
чальные перемещения До, обратные по знаку перемещениям от нагрузки
(рис. 1.3). Тогда при действии эксплуатационной нагрузки сначала по-
4
Рис. 1.1. Схема повышения несущей способности стержня, работающего на растяжение
1 — без предварительного напряжения; 2 — с предварительным напряжением
Рис. 1.2. Напряжения в предваритель-
но-напряженной балке
а — сечение балки; б — эпюра предвари-
тельного напряжения; в — эпюра напря-
жений от нагрузки
Рис. 1.3. Схема повышения не-
сущей способности стержня
при расчете по деформациям
Рис. 1.4. Схема работы на растяжение стержня, предварительно напряженного за-
тяжкой
/ — жесткий стержень; 2 — затяжка
гашаются начальные перемещения До и лишь затем конструкция начи-
нает перемещаться в направлении, вызываемом нагрузкой. Получаемый
при этом эффект аналогичен строительному подъему. В балочных систе-
мах он позволяет снизить расход металла при заданных значениях на-
грузки Р2 и перемещении Д. В рассматриваемом случае жесткость кон-
5
струкции не увеличивается, а лишь уменьшаются конечные перемещения
под нагрузкой. Однако предварительным напряжением можно увеличить
и жесткость конструкции, т. е. уменьшить перемещения от единичной
нагрузки. Этот прием, используемый весьма часто в строительной прак-
тике, будет рассмотрен ниже.
Создание предварительного напряжения затяжками из высокопроч-
ных материалов. Этот способ предварительного напряжения может
быть использован практически во всех конструкциях. Рассмотрим его
принципиальные положения на стержне, работающем на осевое растя-
жение (рис. 1.4).
Конструкция состоит из жесткого стержня (двух швеллеров, трубы
и т. п.) и затяжки, расположенной по центру тяжести сечения стержня
(рис. 1.4, а). Получается комбинированная конструкция, состоящая из
жесткого стержня, выполненного из обычной низколегированной стали
(СтЗ) и затяжки, выполняемой из высокопрочного материала (стальной
канат, пучок высокопрочной проволоки, высокопрочный арматурный
стержень и т. п.). При введении затяжки конструкция становится один
раз статически неопределимой. Натяжением затяжки до приложения
нагрузки создается сжимающее напряжение o0i в жестком стержне, ко-
торое уравновешивается р-астягивающими напряжениями 002 в затяж-
ке. Стержень становится предварительно-напряженным. При приложе-
нии нагрузки Р\ жесткий стержень и затяжка работают совместно на
растяжение, при этом в жестком стержне сначала погашаются предва-
рительные сжимающие напряжения, а затем появляются растягивающие,
а в затяжке к предварительным растягивающим напряжениям добав-
ляются растягивающие напряжения от нагрузки (рис. 1.4,6). Если пра-
вильно подобрать расчетные значения предварительного напряжения
жесткого стержня ооь затяжки 002 и их площади Fi и Е2, то при расчет-
ном усилии Р одновременно в жестком стержне напряжения достигнут
расчетного сопротивления Pi, а в затяжке ее расчетного сопротивления
R2. Несущая способность комбинированного стержня, равная P—F1R1A-
-FF2R2, будет такой же, как и несущая способность комбинированного
стержня с теми же параметрами без предварительного напряжения, од-
нако удлинение стержня от нагрузки окажется при предварительном на-
пряжении значительно меньшим.
При предварительном напряжении удлинение комбинированного
стержня от нагрузки
. epi 4~ Rf R% ffpg
Е, Е, ''
а без предварительного напряжения Ap = (/?2/E2)Z, что значительно
больше Ар (рис. 1.4, в). Меньшее удлинение комбинированного стержня
объясняется тем, что в процессе предварительного напряжения затяжка
уже вырабатывает значительную часть деформаций, определяемых ее
расчетным сопротивлением. В комбинированном стержне без предвари-
тельного напряжения жесткий стержень и затяжка работают под на-
грузкой совместно, начиная с нулевых напряжений (участок 04). При
напряжениях, равных пределу текучести материала жесткого стержня
(точка 4), он выключается из’работы, и нагрузку продолжает воспри-
нимать одна затяжка (участок АБ) до исчерпания его несущей способ-
ности (точка Б). Удлинение стержня под нагрузкой определяется рас-
четным сопротивлением затяжки: Ар = (^2/^2)/ (рис. 1.4, г).
Большие деформации зачастую препятствуют применению высоко;
прочных сталей в конструкциях. В комбинированном стержне с предва-
рительным напряжением удлинение от нагрузки не зависит от расчет-
6
Рис. 1.6. Регулирование моментов в нераз-
резной балке смещением опор
б—моменты при подъеме средней опоры; в — мо-
менты при опускании средней опоры
ШПШШШШШШПШ)
+60
~6Ч
Рис. 1.5. Работа на сжатие гибких стерж-
ней при предварительном растягивающем
напряжении
а — схема работы; б — балка с опорой из гибко-
го стержня
кого сопротивления затяжки и. не может быть больше, чем удвоенное
удлинение стержня из обычной малоуглеродистой стали, так как aOi не
может быть больше Следовательно, в предварительно-напряженном
комбинированном стержне эффективно используется материал затяж-
ки, что дает экономию металла. Это относится ко всем конструкциям
(балкам, фермам, рамам и др.), предварительно напрягаемым затяж-
кам. Кроме того, введение в работу затяжек изменяет расчетную схему
конструкции, повышает ее статическую неопределимость, что в свою
очередь повышает эффективность использования материала в конст-
рукции.
Создание предварительного напряжения (растяжение) в гибких эле-
ментах для придания им жесткости. Гибкие металлические элементы —
канаты, тонкие листы, проволока, арматурные стержни обычно могут
воспринимать только растягивающие усилия, несущая способность их
на сжатие равна нулю.
Однако если гибкие элементы предварительно натянуть, то они мо-
гут работать на сжатие в пределах погашения созданных в них растяги-
вающих напряжений (рис. 1.5). На рис. 1.5,6 показана балка с гибкой
средней опорой, в которой предварительным напряжением создано рас-
тягивающее усилие и опора работает как жесткая стойка. Это широко
используется в различного вида металлических конструкциях для повы-
шения жесткости конструкции и эффективного использования гибких
высокопрочных элементов и особенно в висячих системах, где предвари-
тельное напряжение гибких нитей обеспечивает жесткость системы
(см. раздел III).
Регулирование усилий в конструкции смещением опор. В статиче-
ски неопределимых системах можно искусственным смещением опор
создать предварительное напряжение в конструкции и, значит, изменить
начальную эпюру усилий (моментов, осевых сил и т. п.), которая скла-
дывается с эпюрой усилий от нагрузки, выравнивает расчетные усилия,
уменьшая их в наиболее напряженных сечениях й увеличивая в менее
напряженных (рис. 1.6). Примером может служить понижение средней
опоры у двухпролетной балки (рис. 1.6,в), чем достигается выравни-
7
Лист
Рис. 1.7. Создание упругим изгибом предварительного напряжения в обшивках панелей
Рис. 1.8. Повышение несущей способности стержней при многоступенчатом предвари-
тельном напряжении
вание моментов в пролетах и на опоре (рис. 1.6,а). На опоре момент
от нагрузки уменьшается, а в пролетах — увеличивается. Результирую-
щий расчетный момент Afp==MOn-—Afon=Afnp+Afnp меньше расчетного
момента на опоре A4on в балке без предварительного напряжения сме-
щением опоры. Иногда целесообразно поднятием средней опоры увели-
чить опорный момент и уменьшить пролетный (рис. 1.6,6). Этот способ
предварительного напряжения требует минимальных затрат.
Создание предварительного напряжения упругими деформациями
элементов конструкции. Предварительное напряжение можно создать
изгибом или растяжением отдельных элементов конструкции в пределах
их упругой работы, а затем соединением элементов между собой в на-
пряженном состоянии. После снятия с конструкции приложенных уси-
лий в ней остаются предварительные напряжения, которые можно по-
лучить обратными по знакам напряжениям от нагрузки. Этот прием ши-
роко используется при изготовлении несущих панелей, состоящих из
каркаса и стальной обшивки (рис. 1.7). Обшивка прикрепляется к пред-
варительно изогнутым верхним и нижним частям каркаса. При образо-
вании панели соединением двух частей в одну элементы конструкций
получают обратный принудительный изгиб, причем в тонкой обшивке
возникают растягивающие напряжения, что обеспечивает ее работу на
сжатие при загружении панели.
Если составленную из двух тавров балку сварить в изогнутом состоя-
нии, то после освобождения ее от искусственно приложенного изгибаю-
щего момента М балка будет иметь эпюру напряжений с растяжением
в верхней полке и сжатием в нижней — обратными по знаку напряже-
ниям от нагрузки (см. рис. 3.19).
Многоступенчатое предварительное напряжение. Эффект от предва-
рительного напряжения можно повысить, если применять его многосту-
8
пенчатым способом, при котором приложение усилий предварительного
напряжения и нагрузки чередуются (рис. 1.8). Сначала создается пред-
варительное напряжение Стоь приближающееся к расчетному сопротив-
лению материала, затем прикладывается нагрузка Р\у погашающая
предварительное напряжение. Затем опять создается предварительное
напряжение 002 и опять прикладывается нагрузка Р". Циклы предвари-
тельное напряжение — нагрузка повторяются несколько раз. Суммар-
ная нагрузка может быть в несколько раз больше нагрузки Рь воспри-
нимаемой конструкцией без предварительного напряжения. Однако нуж-
но учитывать, что все циклы загружения, кроме последнего, должны
осуществляться постоянной нагрузкой. Временной может быть лишь на-
грузка последнего цикла.
Если нагрузка нескольких циклов в процессе эксплуатации будет сня-
та, то усилия нескольких циклов предварительного напряжения сумми-
руются, превзойдут предельное значение и конструкция разрушится.
Существует большое разнообразие создания предварительного на-
пряжения, что позволяет применить его к любому виду конструкции.
Предварительное напряжение можно создать в отдельных элементах на
заводе или на монтаже как при укрупнительной сборке, так и в проект-
ном положении.
ГЛАВА 2. СТЕРЖНИ, ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННЫЕ
ЗАТЯЖКАМИ, РАБОТАЮЩИЕ НА РАСТЯЖЕНИЕ,
ЦЕНТРАЛЬНОЕ И ВНЕЦЕНТРЕННОЕ СЖАТИЕ
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ СТЕРЖНЕЙ,
РАБОТАЮЩИХ НА РАСТЯЖЕНИЕ
При больших усилиях растянутые стержни целесообразно проекти-
ровать предварительно напряженными, состоящими из жесткого стерж-
ня и затяжки. Жесткий стержень выполняется обычно из малоуглероди-
стой стали класса С38/23, а затяжка — из стального каната, пучка вы-
сокопрочной проволоки, высокопрочной арматуры и т. п. Такие комби-
нированные предварительно-напряженные стержни могут применяться
в растянутых элементах тяжелых ферм, затяжках рам и арок и т. п.
Жесткий стержень целесообразно проектировать симметричного се-
чения относительно главных осей инерции, составным из двух двутавров
или швеллеров, а также в виде сплошного двутавра или трубы (рис. 2.Г).
Рис. 2.1. Типы сечений стержней с затяжками
9
Затяжка располагается симметрично относительно центра тяжести сече-
ния стержня. Она может состоять из одной или нескольких ветвей. За-
тяжка из нескольких ветвей облегчает конструирование, закрепление
(анкеровки) затяжки и позволяет натягивать каждую ветвь затяжки от-
дельно или попарно, что существенно, когда усилие натяжения лимити-
руется существующим оборудованием.
Затяжка проектируется на всю длину стержня и после натяжения
закрепляется по торцам жесткого стержня, создавая в нем сжимающее
усилие. По длине жесткий стержень соединяется с затяжкой диафраг-
мами, назначение которых обеспечивать стержень от потери устойчивости
при сжатии его в процессе предварительного напряжения. Диафрагмы
в виде листов с отверстием для затяжки привариваются к жесткому
стержню. Диаметр отверстия на 1—2 мм больше диаметра затяжки, что
позволяет ей иметь продольные перемещения в процессе натяжения и
препятствовать потере устойчивости жесткого стержня при его сжатии.
§ 2. МАТЕРИАЛЫ И КОНСТРУКЦИЯ ЗАТЯЖЕК
И ДРУГИХ ВЫСОКОПРОЧНЫХ РАСТЯНУТЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
Затяжки предварительно-напряженных конструкций выполняют
обычно из высокопрочных материалов — стальных канатов, пучков из
высокопрочной проволоки, семипроволочных прядей, стержневой высо-
копрочной арматуры. Витые стальные канаты заводского изготовления
и стальные канаты в виде пучков параллельных проволок являются ос-
новным материалом также висячих и вантовых стальных конструкций и
мостов, рассматриваемых в разд. III и V.
Витые стальные канаты изготовляют из проволок с размером по-
перечного сечения 0,4—6 мм. Проволоки минимального диаметра (0,4 мм)
имеют временное сопротивление до 2600 МПа, однако по соображениям
антикоррозионной стойкости в промышленном и гражданском строи-
тельстве не применяют канаты из проволок диаметром менее 1,5 м, а в
мостах — менее 2,5 мм. Для применяемых канатов временное сопротив-
ление проволок составляет до 1800 МПа. Разрывное усилие витых ка-
натов в целом достигает для отечественных канатов 4500 кН, а для ка-
натов, выпускаемых в некоторых зарубежных странах, — 12 000 кН.
Имеется несколько разновидностей конструкций витых канатов, от-
личающихся главным образом способом свивки и сечением проволок
(рис. 2.2). По роду свивки проволок в прядях имеются канаты с точеч-
ным касанием — ТК, с линейным касанием — ЛК (с одинаковым и раз-
ным диаметром), с точечным и линейным касанием разного диаметра
ТЛК—РО. ‘
Требования, предъявляемые к витым канатам, и свойства канатов,
регламентируются соответствующими ГОСТами или Техническими ус-
ловиями.
Согласно разработанным в ЦНИИпроектстальконструкции в 1981 г.
«Рекомендациям по расчету прочности стальных канатов, применяемых
в строительных металлических конструкциях» (авторы М. М. Кравцов,
Н. Н. Стрелецкий, В. М. Фридкин), расчетное сопротивление стального
каната определяется по формула
(2. о
Уи Ут Уп
где 7?м,п — нормативное сопротивление каната, причем если в ГОСТ или ТУ имеется
разрывное усилие Na каната в целом, го /?и,п= ~ н*— суммарная номинальная
10
Рис. 2.2. Виды стальных канатов
« — спиральный; б — семипрядный ТК7Х19; в— семи-
прядный ТЛК-РО; г — спиральный закрытый
площадь сечения всех проволок канала), а если в ГОСТ или ТУ имеется только сум-
А/с в
марное разрывное усилие Nc всех проволок каната, то/?и,п=^а“ (^а — принимаемый
по табл. 2.1 коэффициент агрегатной прочности каната, учитывающий уменьшение
прочности каната в целом за счет йзгибных и местных напряжений и неравномерность
работы проволок); ум=1,3 — коэффициент надежности для элементов конструкций,
рассчитываемых по временному сопротивлению разрыву; ут=1,2— коэффициент на-
дежности по материалу, учитывающий статистические разбросы прочности проволок
и каната в целом, допуски на размеры сечений проволок, а также влияние масштаб-
ного фактора — большой длины проволок; уп — коэффициент надежности, учитываю-
щий степень ответственности и капитальности сооружения, принимаемый по табл. 2.2;
тп — коэффициент условий работы, учитывающий возможность перераспределения
усилий в предельном состоянии конструкции, а также опасность усталостных разру-
шений канатов, не рассчитываемых на выносливость, и принимаемый по табл. 2.3;
тк — коэффициент условий работы, учитывающий влияние на прочность каната кон-
центраторов напряжений (анкерных закреплений, поперечных обжатий, перегибов) и
принимаемый по табл. 2.3а. При более интенсивных поперечных обжатиях и меньших
радиусах перегиба, чем это указано в табл. 2.3а тк должен быть уменьшен на осно-
ве специальных исследований.
Модуль упругости поступаю-
щих с заводов витых канатов (9—
—12) -104 МПа, что значительно
ниже, чем у прокатной стали.
Низкий модуль упругости объяс-
няется неплотностью структуры
каната. Предварительной вытяж-
кой канатов усилием, на 15 —
20% превышающим расчетное
Таблица 2.1. Коэффициенты ka
Тип канатов
Из параллельных проволок 0,97
Витые спиральные (из круглых 0,85
проволок и закрытые) Витые многопрядные 0.8
усилие в канатном элементе, по-
вышают модуль упругости до величины (13—17) • 104 МПА.
В табл. 2.4 приведены модули упругости витых стальных канатов
(после вытяжки) и других высокопрочных растянутых элементов.
Для пучков высокопрочной проволоки применяется гладкая арма-
турная проволока диаметром 2,5—8 мм с временным сопротивлением
1900—1400 МПа (ГОСТ 7348—63). Наиболее часто применяется прово-
лока диаметром 3—5 мм. Проволока в пучке располагается прямолиней-
но, сплошным пучком или по периметру окружности, образуя трубчатое
сечение.
11
Таблица 2.3. Коэффициенты тв
Таблица 2.2. Коэффициенты у*
№ п.п. Категория здания и сооружения № п.п. Элемент конструкций тп
1 Постоянные автодорожные, го- 1,1 1 Кабели, ванты, шпренгели и 1
родские, железнодорожные и другие канатные элементы ли-
пешеходные мосты; постоян- нейно протяженных конструк-
ные трубопроводные мосты по- ций, кроме указанных в пп. 2, 4 и 5
вышенной ответственности
2 Здания и сооружения, имею- щие особо важное народнохо- зяйственное значение (кроме 1 2 Одиночные подвески висячих 0,9
указанных в п. 1); здания, мостов
эксплуатация которых связана с наличием в них большого ко- Канатные элементы простран- 1,1
личества людей; трубопровод- 3
ные мосты, кроме указанных ственных висячих и вантовых
в п. 1 покрытий зданий, кроме ука-
3 Здания и сооружения, имею- щие важное народнохозяйст- 0,95 занных в п. 5
венное значение (кроме ука- занных в пп. 1 и 2); времен- ные мосты 4 Ветровые пояса, оттяжки, об- ратные кабели и другие канат- 1,1
4 Здания и сооружения, имею- щие ограниченное народнохо- зяйственное значение; здания, эксплуатация которых не свя- зана с постоянным наличием в них людей; временные зда- 0,9 ные элементы, предварительно напрягаемые усилиями, превы- шающими усилия от внещних нагрузок, и работающие вне помещений
ния и сооружения со сроком службы более 5 лет (кроме 5 Затяжки и другие канатные 1,15
5 указанных в п< 3) Временные здания и соору- жения со сроком службы ме- нее 5 лет (кроме указанных в п. 3) 0,8 элементы, предварительно на- прягаемые усилиями, превыша- ющими усилия от внешних на- грузок, и работающие внутри помещений
Узлы и детали канатных элементов
тъ
Таблица 2.3а. Коэффициенты т„
Концевые крепления по рис. 2.3
с заливкой цинковым сплавом, а
также гильзо-клиновые анкеры
Перегибы каната вокруг жесткого
основания по круговой кривой ра-
диусом не. менее 30 диаметров
каната
Узлы с поперечным обжатием за-
крытых канатов погонным усили-
ем не более 25 кН/см
0,95
1 '
1
При диаметре проволоки, мм 3
Временное сопротивление разрыву, 1900
МПа
При трубчатом сечении число
проволок в пучке принимается
кратным шести (12, 18, 24, 36 шт.)
в зависимости от конструкции
домкрата, натягивающего пучок,
и расчетного усилия затяжки.
Пучки сплошного сечения мо-
гут иметь неограниченное число
проволок и, следовательно, из
них выполняются наиболее мощ-
ные высокопрочные растянутые
канатные элементы.
4 5 6 7 8
1800 1700 1600 1500 1400
Для витых стальных канатов и пучков с большим количеством про-
волок анкерные крепления проектируются, как правило, стаканного типа
(рис. 2.3), являющегося основным для канатных элементов висячих и
вантовых конструкций и мостов, рассматриваемых в разд. III и V. Ста-
каны изготовляют в виде полого цилиндра с внутренней конической или
цилиндрической поверхностью, в которую вставляется расплетенный ко-
нец витого каната или пучка. Затем стакан заливается легкоплавким
12
Таблица 2.4. Модули упругости стальных я)
канатов и других высокопрочных
растянутых элементов
Конструкция элементов Модуль упругости МПа, при расчете на на- грузки
времен- ные посто- янные
Канаты (пучки сплош- ного сечения) и пучки трубчатого сечения из параллельных проволок Витые канаты спираль- ные (закрытые и из круглых проволок): 20 20
а) при кратности свивки 7—10 15 12
б) то же, 12—14 Витые канаты много- прядные: 17 14
а) при кратности свив- ки меньше 7,5 13 10
б) при кратности свивки прядей 14—16 и ка- ната 10—12 15 12
Витые канаты с органи- ческим сердечником 11 10'
Стержневая арматура 20 20
Семипроволочные пряди 18 18
сплавом (ЦАМ и др.), сплав осты-
вая твердеет и закрепляет канат в
стакане. На наружной поверхности
стакана имеется резьба для завин-
чивания захватных приспособлений
тянущего домкрата.
В предварительно-напряженных
конструкциях для затяжек из пучков
проволоки с числом проволок в пуч-
ке не более 36 шт. и диаметром про-
волок 4—8 мм применяются анкер-
ные крепления «колодка с пробкой»
(рис. 2.4). Концы пучка проволок
заводятся в конусное отверстие ко-
лодки и после натяжения проволок
домкратом двойного действия про-
волоки запрессовываются в колод-
ке пробкой. Пробка изготовляется
из конструкционной легированной
стали марок 20Х или 40Х. На боко-
вой поверхности пробки для повы-
шения трения имеется нарезка, и она
закаливается с последующим от-
пуском до твердости 52—55 ед. по
Роквеллу. Имеются и другие виды
анкерных устройств по концам за-
Рис. 2.3. Анкер стаканного типа для
стальных канатов
а — размеры стакана; б — общий вид; в — ка-
натная втулка с заливкой цинковым сплавом
1 — стакан; 2 — упорная гайка; 3 — канат; 4 —
расплетенные и отогнутые проволоки каната;
5 — сварной стакан; 6 — цинковый сплав; 7 —
оплетка мягкой проволокой; 8 — сварной шов
стакана
13
тяжек из стальных канатов или пучков: гильзо-клиновые, гильзо-стерж-
невые, стаканный анкер с забивкой клиньев и др.
Затяжки из круглых стержней термоупрочненной арматурной стали
AT-V и AT-VI имеют простую конструкцию и менее подвержены корро-
зии и случайным повреждениям. На концах затяжек делается резьба,
и затяжки закрепляются на конструкции гайками. Так как резьба ослаб-
ляет сечение затяжки, то можно к концам затяжек приваривать стыко-
вой сваркой короткие стержни большего диаметра, на которые наносит-
ся резьба (рис. 2.5). Натягиваются затяжки из сплошных стержней тя-
нущими. домкратами, тянущее устройство которых навинчивается на
нарезку. Для арматурных стержней периодического профиля диаметром
16 мм и семипроволочных прядей диаметром 15 мм разработаны анкер-
ные устройства из опрессованных стальных гильз (рис. 2.6). Гильзы дли-
ной и наружным диаметром в 40 мм опрессовываются на концах сплош-
ного стержня усилием 400—420 кН на 1 см ее длины. Для семипрово-
лочных прядей гильза принимается длиной 60 мм с наружным диамет-
Рис. 2.4. Колодка с пробкой для крепления
затяжек
а *— колодка; б — пробка
ром 40 мм.
Прямолинейные затяжки на-
тягиваются с помощью гидравли-
ческих домкратов или электро-
термическим способом.
При электротермическом спо-
собе натяжения в стержнях или
пучках проволоки затяжки с ан-
керными креплениями на концах
и нагревом с помощью трансфор-
матора получают заданное удли-
нение. В нагретом состоянии за-
тяжки устанавливаются в упор-
ные закрепления конструкции.
При остывании затяжка укорачи-
вается, ее концевые анкерные
устройства упираются в упорные
закрепления конструкции и таким
образом натягиваются, передавая
на конструкцию требуемое уси-
лие. Этот способ натяжения и
устройства анкеровки затяжек
наиболее простой и дешевый.
Мощные затяжки большой
длины можно выполнять непре-
рывной навивкой петлевидной
формы круглого или прямоуголь-
ного сечения. Петля закрепляется
на упорах, один из которых по-
движной (рис. 2.7). Подвижной
упор, перемещаясь с помощью
Рис. 2.5. Анкеровка затяжки из сплошных
стержней
1 — стержень; 2 — усиленный концевой элемент с
резьбой; 3 ~ закрепляющая гайка; 4 упорный
лист; 5 — конструкция
Рис. 2.6. Анкеры из
опрессованных гильз
а—на стержне; б — на
прядях
14
толкающего домкрата, на-
тягивает затяжку до задан-
ного усилия. Затем подвиж-
ной упор прикрепляется к
конструкции сваркой, бол-
тами или заклепками, дом-
крат снимается и конструк-
ция воспринимает усилие от
затяжки.
§ 3. РАБОТА И РАСЧЕТ
СТЕРЖНЕЙ, РАБОТАЮЩИХ
НА РАСТЯЖЕНИЕ
Рассмотрим комбиниро-
ванный стержень (жесткий
стержень, усиленный затяж-
кой), предельное состояние
которого по прочности до-
стигается при одновремен-
ном достижении в жестком
стержне и затяжке напря-
Рис. 2.7. Петлевидная затяжка с подвижным упо-
ром
а — закрепление затяжки на подвижном упоре; б — схе-
ма натяжения затяжки
X — неподвижный упор; 2 — подвижный упор; 3 — упор
для домкрата; 4 — домкрат; 5 — затяжка
жений, равных расчетным
сопротивлениям их материалов (рис. 2.8) и (рис. 1.4).
Введем следующие обозначения:
У7!, F2— сечения жесткого стержня и затяжки;
Е\, Ri и Е2, У?2 — соответствующие модули упругости и расчетные со-
противления;
aOi, стог — соответствующие значения предварительного напряжения;
Fi, F2 — сечения жесткого стержня и затяжки;
X — усилие предварительного напряжения затяжки;
Xi — усилие самонапряжения — приращения, усилия в затяжке от
действия нагрузки Р;
А/ — удлинение стержня от нагрузки Р.
т = Е2/Ех; k = P2/Pt.
Если задана нагрузка Р и характеристики материала жесткого стерж-
ня и затяжки Pi, R2, Ei, Е2, то решая совместно уравнения равновесия
усилий в стержне:
в процессе предварительного напряжения
X = Oq2 F2 — а01 Flt (2.2)
при действии нагрузки
Р = (<Jq 1 4* /?i) Fi 4" (Р2 °оз) F2 — Ri Ff 4" Рг (2 • 3)
а также уравнение деформации стержня под нагрузкой
___(goi 4~ Pi) __________(Ра — стог)
(2-4)
получаем формулы для определения требуемых площадей сечения жест-
кого стержня и затяжки:
k — т С—4* 1
Л =Р ---, (2.5)
V" 4-1
X *<1 /
15
Рис. 2.8. Стержень предварительно-напряженный затяжкой из четырех ветвей
I —планка; 2 —стык швеллеров; 3 —диафрагма; 4 —упорная плита; 5 — анкерная колодка; 6 —
ребра жесткости; 7. — пробка; 8 ветви пучков из 24 проволок диаметром 5 мм
Рис. 2.9. Зависимость площа-
дей Fi и F2 от параметров
Рис. 2.10. Масса предваритель-
но-напряженного стержня в
процентах от массы стержня
без предварительного напря-
жения
k и т (й|-210 МПа)
------- для FJP-, — — -------для
Рис. 2.11. Стоимость предвари-
тельно-напряженного стержня
в процентах от стоимости
стержня без предварительного
напряжения
qoi
Га =Р -----------------. (2.6)
(-— + 1 )(*-«)*!
\ /
Для получения F\ и F2 надо за-
даваться отношением aoi/^i, т. е. пред-
варительным напряжением Ооь Наи-
большая возможная величина этого
отношения ctoi/^i=1. Предваритель-
ное напряжение должно быть выбрано
с учетом экономических соображений
(минимум расхода металла или стои-
мости), целесообразного конструктив-
ного решения, возможности осуществ-
ления предварительного напряжения
существующими приспособлениями и
допустимым удлинением стержня под
нагрузкой. На рис. 2.9 графически по-
казаны зависимости площади жесткого
стержня и затяжки в функции входящих в формулы (2.5) и (2.6) пара-
метров при jRi=210 МПа. Из графика видно, что предварительное на-
пряжение <То1/^?1 целесообразно принимать возможно большим, так как
при этом в конструкции в большей степени используется высокопрочный
материал затяжки, что выгодно в растянутых элементах. В стальных
16
конструкциях в зависимости от материала затяжки величина т колеб-
лется от 0,8 до 1 и практически мало влияет на значение площадей
Fi и F2.
При жестком стержне-из алюминиевого сплава и затяжке из стали
(пучка высокопрочной стальной проволоки, арматурного стержня или
стального каната) значение модуля упругости затяжки будет примерно
в 3 раза больше модуля упругости стержня (т=3). Из рис. 2.9 видно,
что в этом случае при незначительном увеличении сечения затяжки мож-
но существенно снизить площадь жесткого стержня; это выгодно, учиты-
вая, что алюминиевые сплавы значительно дороже материала стальной
затяжки. В предварительно-напряженном стержне параметры k, т и <toi
взаимосвязаны. Увеличивая значения т и Ооь нужно увеличивать и зна-
чение k. Анализ экономичности применения предварительно-напряжен-
ных стержней показывает, что масса такого стержня снижается при по-
вышении величины Hoi и может быть вдвое меньше массы стержня из
обычной малоуглеродистой стали без предварительного напряжения
(рис. 2.10). Стоимость в большей степени, чем масса, зависит от пара-
метров k и т (рис. 2.11). В стальных стержнях стоимость снижается до
40%, а в стержнях из алюминиевых сплавов со стальной затяжкой сни-
жение стоимости может быть значительно большим, так как высоко-
прочная затяжка заменяет алюминиевый сплав, более дорогой, чем ма-
териал затяжки.
Применение более высокопрочного материала затяжки повышает эф-
фективность предварительного напряжения в стальных стержнях,
в стержнях из алюминиевого’ сплава наоборот выгоднее применять за-
тяжки меньшей прочности (с меньшим k). Это объясняется тем, что с
уменьшением k больше материала пойдет на затяжку и меньше на более
дорогой алюминиевый сплав (жесткий стержень) (см. рис. 2.9).
Прочность предварительно-напряженного комбинированного стержня
проверяется по формулам:
жесткий стержень
РЕ
затяжка
PF
<4 = Л F + <Wi < *з • (2.8)
Г 2 «2 "г ^1 £1
В формулах (2.7) и (2.8) tii и п2 — коэффициенты перегрузки. Коэф-
фициент ni=l,l учитывает возможность фактического превышения уси-
лия предварительного напряжения над расчетным, а коэффициент п2=
=0,9 — занижения его при производстве предварительного напряжения
вследствие несовершенства способов контроля усилия, вызывающего
предварительное напряжение.
Эти коэффициенты вводятся в расчет, если усилия предварительного
напряжения определяются косвенными методами. При надежном конт-
роле усилия предварительного напряжения (манометрами на домкратах,
приборами для измерения напряжений или прогибов и т. п.) коэффици-
енты «I и п2 принимают равными единице.
В процессе предварительного напряжения жесткий стержень испы-
тывает сжатие и при больших сжимающих напряжениях может потерять
устойчивость. Если жесткий стержень не имеет по длине диафрагм, со-
единяющих его с затяжкой, то он работает как сжатый стержень с шар-
нирным закреплением по концам и устойчивость его проверяется обыч-
ным способом. Как правило, жесткий стержень соединяется через опре-
2—59
17
деленные интервалы диафрагмами, которые в точках соединения
препятствуют смещению стержня в поперечном направлении, так как за-
тяжка в силу натяжения сохраняет прямолинейное положение.
Для стержня с диафрагмами критическая сила предварительного на-
пряжения
„ (п+1)2л2Е/
«1 Л =------------ ,
(2-9)
где п — число диафрагм, поставленных на равных расстояниях; I — длина стержня;
EJ— жесткость стержня; ni = l,l — коэффициент перегрузки предварительного напря-
жения.
Если стержень соединен с затяжкой непрерывно по всей длине, то
он не может потерять устойчивость и работает только на прочность.
§ 4. УЧЕТ ПАДЕНИЯ УСИЛИЯ В ВЕТВЯХ ЗАТЯЖЕК
ОТ РЕЛАКСАЦИИ И ПОСЛЕДОВАТЕЛЬНОГО ИХ НАПРЯЖЕНИЯ
После создания предварительного напряжения усилие в затяжке мо-
жет несколько уменьшиться в результате обмятая анкерных устройств и
релаксации напряжений в затяжке.
Это учитывается созданием контролируемого усилия предваритель-
ного напряжения несколько больше, чем необходимо по расчету
<2-10’
где Хк — усилие, контролируемое в процессе натяжения по приборам; X — расчетное
усилие в затяжке от предварительного напряжения; 0,95 — коэффициент релаксации,
который принимается только для затяжек из стальных канатов и пучков высокопроч-
ной проволоки; F2, Е2 и /2 — площадь, модуль упругости и длина затяжки; Аа — по-
датливость анкеров; при закреплении анкеров гайками или клиновидными пробками
Аа=0,1 см; при применении анкеров с прокладками Аа = 0,2 см.
Если затяжка запроектирована из нескольких ветвей, то часто ветви
натягиваются последовательно по одной или попарно. Усилие в уже на-
тянутых ветвях при натяжении последующих падает. Чтобы после окон-
чания предварительного напряжения усилия во всех ветвях затяжки бы-
ли равны, необходимо к ранее натянутым ветвям прикладывать усилие
большее, чем к последующим.
Усилие натяжения i-й ветви
X Гр-Н
* “ t l₽ + d’
(2.11)
где X — расчетное усилие предварительного напряжения в затяжке; t — число после-
довательно натягиваемых ветвей затяжки;
Е2 F2
§ 5. КОНСТРУКЦИЯ и РАСЧЕТ ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫХ СТЕРЖНЕЙ
Гибкие стержни, работающие на центральное сжатие, можно усилить
предварительно-напряженным шпренгелем, значительно повысив тем
самым его несущую способность и облегчив конструкцию. Шпренгельные
системы могут иметь весьма разнообразные схемы (рис. 2.12). Конст-
рукция состоит из центрального стержня (чаще всего труба) и четырех-
стороннего шпренгеля, который обеспечивает пространственную жест-
кость. Тяги шпренгельной системы натягиваются,, что обеспечивает их
работу в момент потери стержнем устойчивости как со стороны растяже-
18
Рис. 2.12. Схемы предварительно-напряженных шпренгельных стоек
1 — стержень; 2 — тяги; 3 — распорки
Рис. 2.13. Сборка на стеллажах радиомачты с предварительно-напряженным шпрен-
гелем
ния, так и сжатия. Распорки шпренгеля должны быть жестко соединены
со стойкой и иметь достаточную изгибную жесткость (рис. 2.13). Цент-
ральный стержень работает как стойка, имеющая упругие опоры в мес-
тах прикрепления распорок шпренгеля. Тяги прикрепляются к концам
распорок, чтобы устранить проскальзывание их в момент изгиба стерж-
ня. Тяги могут быть из стальных канатов, семипроволочных прядей и
круглой арматуры.
2*
19
Рис. 2.14. Многоярусные мачты шпрен-
гельной системы
a]
Рис. 2.15. Расчетная схема многопанель-
ной предварительно-напряженной шпрен-
гельной стойки
а — конструктивная схема; б — потеря устой-
чивости по первой схеме; в потеря устойчи-
вости по второй схеме
20
В СССР построены мачты, состоящие из одной секции или несколь-
ких последовательно сопряженных однотипных секций, поддерживаемых
в вертикальном положении оттяжками (рис. 2.14). Каждая секция пред-
ставляет собой стойку, усиленную с четырех сторон предварительно-на-
пряженными шпренгельными системами. Такие мачты высотой до 164 м
оказались весьма экономичными по расходу металла и удобными в мон-
таже. Расчет стержней, усиленных предварительно-напряженными
шпренгелями, разработан А. А. Воеводиным*.
Расчетная схема многопанельных стержней принимается в виде
центрально-сжатого стержня с упруго податливыми опорами в месте
прикрепления распорок шпренгеля (рис. 2.15). Упругоподатливые опоры
препятствуют свободному горизонтальному перемещению и повороту со-
ответствующих сечений при искривлении стержня от приложения кри-
тической силы. При жестких распорках стержень теряет устойчивость по
первой (рис. 2.15,6), а при недостаточной их жесткости по второй
(рис. 2.15, в) кривой Эйлера.
При потере устойчивости по второй кривой Эйлера критическая сила
заметно уменьшается.
Двухпанельный стержень, усиленный четырехсторонним шпренгелем,
рассчитывают по следующей схеме. Заданными являются расчетная на-
грузка Р' и остаточные натяжения Т в каждой из четырех тяг после на-
гружения стержня; высота стержня H=2h\ угол наклона тяг аь расчет-
ное сопротивление R и модуль упругости материала Е; коэффициенты
условия работы пг и перегрузки п; RY=(m/n)R\ запас общей устойчи-
вости Йус ^2.
Исходя из устойчивости одной панели стержня с расчетной длиной
1 /л2 Е
h't&Gfih, находим гибкость -^-и по гибкости требуемый наруж-
ный диаметр трубы D' ~h'/ (Х-0,33). Подбираем трубу по ГОСТу и по-
лучаем ее геометрические характеристики: £>, б, F, J, г. Определяем до-
пустимую вертикальную нагрузку N=FR'q> для подобранной трубы вы-
сотой ft, найдя по гибкости k^h/r коэффициент <р. Тогда расчетная
нагрузка на шпренгельную стойку P=N—4Т (полная допустимая на-
грузка минус остаточные натяжения в тягах).
При заданном коэффициенте запаса общей устойчивости йус получа-
ем критическую нагрузку шпренгельной стойки PKp=pftyc и исходя из
формулы
кР ~ Аа ’
коэффициент v=h у PKP/EJ.
Из уравнения
vi 2FT ft2 sin2 (Xi cos ctf
tgVj —Vj J
(2.12)
определяем площадь тяги. Тяга принимается из круглой стали. Зная v
и FT, из уравнения
v . FT sin a? cos2 (Xf
----== 1 + —----1------ (2.13)
tgv Fd -sin2 Pi cos Pi
находим площадь сечения ветвей распорок Fa и подбираем их сечение
(обычно из сдвоенных уголков). Если уменьшить сечение ветвей распо-
* Воеводин А. А. Устойчивость предварительно-напряженной шпренгельной стой-
ки.— Труды НИИР/М., 1970, вып. 2.
21
Рис. 2.16. К расче-
ту предварительно-
напряженной стой-
ки с параллельны-
ми тягами
рок, то стержень может потерять устойчивость по
двум полуволнам и критическая нагрузка несколько
уменьшится.
При предварительном напряжении стержня парал-
лельными тягами задача устойчивости сводится к на-
хождению критической силы сжатого стержня с раз-
гружающими моментами на концах.
При потере стержнем устойчивости жесткие диаф-
рагмы поворачиваются на угол ср и в тягах появляют-
ся добавочные усилия (рис. 2.16).
± AS = —а<р. (2.14)
Эти усилия создают по концам стержня моменты
Л4 = 2Д$ а, (2.15)
обратные по знаку моментам, возникающим в стерж-
не при потере устойчивости.
Критическая сила в стержне определяется по фор-
муле
, у2 Ес Jc
кр —
(2.16)
Мощные тяги могут обеспечить полное защемление
концов стержня, при этом v=2n, а критическая сила
4л2 ECJC
КР“ ?
(2.16х)
Коэффициент v зависит от отношения модулей упругости и геомет-
рических параметров системы. Обычно v берется в пределах 4,5—5,5. По
принятому значению v можно подобрать площадь тяг
FT
sin V
Ес
4Ета?
(2.17)
Зная Ркр и геометрические параметры Z, a, Jc, можно по формулам
(2.16) и (2.17) подобрать сечение стержня.
Варьируя расстояние а, можно подобрать оптимальную конструкцию
предварительно-напряженного стержня. Исходя из условия, что удли-
нение тяг при предварительном их натяжении не должно быть меньше
укорочения стержня при действии на него критической силы, получаем
минимальную силу, которая требуется при предварительном напря-
жении
Ркр
4л2 ECJC
/ Er Fc\
1 +п^—- /а
\ £т £т/
(2.18)
В формулах (2.14)—(2.18): FcFc — модуль упругости и площадь стержня; £т£т— мо-
дуль упругости и площадь тяги; Jc — момент инерции сечения стержня; п — число тяг.
§ 6. ВНЕЦЕНТРЕННО-СЖАТЫЕ СТЕРЖНИ
Внецентренно-сжатые и сжато-изогнутые стержни можно напрягать
со стороны растяжения от действия изгибающего момента. Такие стерж-
ни могут быть в стойках и ригелях рам, в колоннах и т. п.
22
По сравнению с изгибаемыми элементами (балками) работа и расчет
внецентренно-сжатых стержней сложнее, так как здесь появляется еще
один дополнительный параметр — сжимающая сила N.
Напряженное состояние сечения сплошного стержня при предвари-
тельном напряжении и последующем загружении показано на рис. 2.17.
Методика подбора сечения, оптимального по расходу материала, разра-
ботана Л. В. Венковым.
Оптимальное сечение определяется значениями девяти параметров:
A,k, т, р,<о, а,Х,г,ц, где A=h2lh\, k=hc^/8Ct, m—Fcr/F, p = (X+Xi)/X,
lk=(E3F/ERa). Значения остальных параметров даны на рис. 2.17. Ко-
эффициентом t, определяющим положение затяжки по высоте сечения,
следует задаваться по конструктивным соображениям в пределах t—
= 1,05... 1,2. При большем значении t эффективность предварительного
напряжения увеличивается, но вместе с тем затрудняется устройство ан-
керных креплений и обеспечение устойчивости стержня в процессе пред-
варительного напряжения. Исходными уравнениями для анализа влия-
ния различных параметров на получение оптимального сечения и раз-
работки рабочей методики подбора сечений являются уравнения
равновесия 2М=0 и 2Л4=0, получаемые из рассмотрения напряженного
состояния сечения стержня. Уравнения равновесия при предварительном
напряжении (рис. 2.17, б):
Stf = 0; aRFi + RF2+~h8CTR(a+l)-h8CTR + X=0; (2.19)
&
SA4 = 0;
aRFt th — RF2 h (t — 1) + R (1 + a)
' 2
— h 4* th — h
k 3
2
/ h \
— Rh8CT I —+ th — h] =0.
\ kJ J
При действии расчетной нагрузки (рис. 2.17, г)
22V = 0; F1R+Fa<BR + 4-(G>+ 1) R/i6CT - Rft6CT + X + X, N;
(2.20)
(2.21)
= 0; Fi Rth + F2®RA (t — 1) + ”~R (co + 1) Л2 fiCT X
A
(2.22)
' 2
—- +1 — 1) — coRft2 6CT
□
— -H — 1) = M + Ncd.
At /
Рис. 2.17. Эпюры нормальных напряжений внецентренно сжатого стержня при предва-
рительном напряжении и загружении
а — сечение стержня; б—напряжения от усилия в затяжке; в — напряжения от нагрузки; г—сум-
марные напряжения при действии расчетной нагрузки
23
Подстановкой в полученные уравнения различных параметров на
ЭВМ было проанализировано их влияние на оптимальное сечение. Па-
раметры М, N, k, t и р принимаются заданными. Оптимальные пара-
метры сечения в первую очередь зависят от коэффициента самонапряже-
ния В, который в свою очередь зависит от характера, нагрузки, удале-
ния затяжки от нижнего пояса и от физико-механических параметров
стержня и,. Получив формулу для значений усилии самонапряжения при
изгибе сжатого стержня равно-
Таблица 2.5. Значения коэффициента мерно распределенной нагрузкой
самонапряжения в функции геометрических и фи-
зико-механических параметров
t 1/е ц — 0,1 Ц = 0,2 и = о,з сечения стержня и затяжки, было
.1 проанализировано влияние этих
0 1,19 1,42 1,69 параметров на оптимальное сече-
0,05 1,19 1,42 1,66 ние стержня. Полученные значе-
1 0,1 Л 1 К 1,19 1 1Q 1,42 + А J’62 ния коэффициента самонапряже-
10 0,2 1,19 1 1,38 1 56 ния 0 в Функции параметров t,
, e=M/N и pi приведены в табл. 2.5.
0 1,22 1,5 1,45 Из таблицы видно, что наи-
0,05 1,22 1,49 1’7 большее влияние на коэффициент
1,1 0,1 Л 1 к 1,22 1 оо 1,47 1 лл 1,67 самонапряжения оказывают фи-
U, 10 0,2 1 , ZZ 1,22 1,43 зико-механические характеристи.
’ ки затяжки и стержня.
0 1,25 1,57 1 8з С ростом ц увеличивается ко-
0,05 1,25 1,54 1’74 эффициент самонапряжения не-
1,2 0,1 1,25 1,52 1,74 значительно, влияние t — не-
0,15 А О 1,25 1 Ct А 1,5 1 АО 1>71 сколько больше. Анализ показал,
0,2 1,24 1,4о что коэффициент а незначитель-
но отклоняется от значения 0,15—
0,2. Коэффициент со равен едини-
це при больших значениях эксцентрицитета и значениях В, близких к
1-1,4.
При малых значениях е и больших £ коэффициент о может быть зна-
чительно меньше единицы, т. е. оптимальные параметры могут быть при
недонапряжении растянутых волокон в процессе нагружения.
Параметр m—FCT/F мало меняется и может быть принят, как и для
изгибаемых элементов (см. стр. 31), равным 0,55. Площадь сечения
уменьшается с увеличением параметров t и р.
При изгибе стержня равномерно распределенной нагрузкой длина
затяжки Is—'/J'— (0,7—0,75) I.
Для практического применения составлена табл. 2.6 расчетных па-
раметров, с помощью которых можно легко подбирать сечения предвари-
тельно-напряженных сжато-изогнутых стержней.
Методика подбора сечения стержня с оптимальными параметрами
сводится к следующему.
1. Из табл. 2.6, задаваясь гибкостью стенки k и интерполируя по из-
вестному р, находим значения параметров р, а, со, А, т, F, F3 и %.
2. Используя формулы (3.15) безразмерных величин несимметрично-
го двутавра (см. стр. 31), компонуем сечение стержня и проверяем проч-
ность в стадии предварительного напряжений и под нагрузкой.
Результаты пробного проектирования показали, что экономия массы
от применения предварительного напряжения составляет 9—16%. Эко-
номия возрастает с увеличением параметров t и е и с уменьшением па-
раметра р,.
24
Таблица 2.6. Значения расчетных параметров для подбора сечения предварительно*
напряженных сжато-изогнутых стержней (М, кН-м; N, кН)
Параметр
м 3 а (0 А т 1 F Z F3
При k= 100, /=1,1, ц=0,1
1 000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 121 0,74 3,7
1000 50 1,22 0,213 1 1,794 0,567 122 0,73 3,6
1000 100 1,22 0,201 1 1,86 0,543 124 0,73 3,6
1000 150 1,22 0,194 1 1,917 0,534 125 0,73 3,6
1000 200 1,22 0,194 1 1,963 0,542 126 0,72 3,5
2000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 192 0,74 5,8
2000 10 1,22 0,213 1 1,805 0,57 195 0,73 5,7
2000 200 1,22 0,201 1 1,884 0,547 197 0,73 5,7
2000 300 1,22 0,194 1 1,953 0,54 200 0,73 5,6
2000 400 1,22 0,188 1 2,025 0,533 202 0,72 5,5
3000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 252 0,74 7,6
3000 150 1,22 0,207 1 1,824 0,555 256 0,73 7,5
3000 300 1,22 0,201 1 1,9 0,55 260 0,73 7,4
3 000 450 1,22 0,201 0,966 1,737 0,557 263 0,72 7,3
3000 600 1,22 0,188 0,981 2,044 0,536 267 0,72 7,2
4 000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 305 0,74 9,3
4 000 200 1,22 0,207 1 1,83 0,556 зю 0,73 9,1
4 000 400 1,22 0,194 1 1,925 0,535 315 0,73 9
4 000 600 1,22 0,188 1 2,012 0,53 320 0,72 8,8
4 000 800 1,22 0,188 0,95 2,043 0,536 326 0,71 8,8
5 000 0 1,22 0,123 1 1,75 0,558 354 0,74 10,7
5000 250 1,22 0,201 1 1,847 0,54 360 0,73 10,6
5 000 500 1,22 0,201 1 1,924 0,555 367. 0,73 10,2
5000 750 1,22 0,188 1 2,03 0,533 373 0,72 10,1
5000 1000 1,22 0,182 0,975 2,103 0,525 380 0,71 10
6 000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 400 0,74 12,1
6 000 300 1,22 0,201 1 1,852 0,541 407 0,73 11,9
6000 600 1,22 0,194 1 1,947 0,539 415 0,73 11,6
6 000 900 1,22 0,188 0,997 2,042 0,536 423 0,72 11,4
6 000 1200 1,22 0,182 0,953 2,104 0,525 431 0,71 И,4
7 000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 444 0,74 13,4
7 000 350 1,22 0,201 1 1,856 0,542 452 0,73 13,2
7 000 700 1,22 0,194 1 1,956 0,541 461 0,73 12,8
7 000 1050 1,22 0,188 0,981 2,042 0,563 470 0,72 12,6
7 000 1400 1,22 0,188 0,888 2,048 0,536 479 0,7 12,9
8 000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 485 0,74 И,7
8 000 400 1,22 0,201 1 1,86 0,543 494 0,73 14,4
8000 800 1,22 0,194 1 1,964 0,542 504 0,73 14
8000 1200 1,22 0,188 0,969 2,043 0,536 515 , 0,72 13,6
8000 1600 1,22 0,188 0,872 2,049 0,537 526 0,7 14,1
9000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 524 0,74 15,9
9 000 450 1,22 0,201 1 1,864 0,543 535 0,73 15,6
9000 900 1,22 0,194 1 1,971 0,544 546 0,73 15,1
9000 1350 1,22 0,188 0,956 2,043 0,536 558 0,71 15
9 000 1800 1,22 0,176 0,953 2,17 0,514 571 0,71 14,8
10 000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 563 0,74 17,1
10 000 500 1,22 0,201 1 1,867 0,544 544 0,73 16,7
10 000 1000 1,22 0,194 1 1,978 0,545 587 0,72 16,1
10 000 1500 1,22 0,188 0,944 2,043 0,536 600 0,71 16,2
10000 2000 1,21 0,182 0,875 2,094 0,523 614 0,69 16,3
При *==100, /=1,1, р=0,2
1000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 118 0,77 8,1
1 000 50 1,5 0,201 0,981 1,932 0,556 119 0,76 8
1000 100 1,49 0,201 0,922 1,929 0,556 120 0,75 8,1
1000 150 1,47 0,204 0,841 1,9 0,56 122 0,74 8,3
1000 200 1,46 0,201 0,806 1,919 0,554 123 0,73 8,3
25
Продолжение табл. 2.6
Параметр
м N 3 ОС СО 4 m F X рз '
2000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 187 0,77 12,8
2000 100 1,49 0,201 0,966 1,931 0,556 189 0,76 12,8
2000 200 1,48 0,201 0,891 1,929 0,556 192 0,75 13
2 000 300 1,46 0,201 0,819 1,92 0,554 194 0,73 13,2
2000 400 1,45 0,207 0,734 1,889 0,568 197 0,72 13,3
3 000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 245 0,77 16,7
3000 150 1,49 0,201 0,956 1,932 0,556 249 0,76 16,8
3000 300 1,47 0,204 0,847 1,901 0,56 252 0,74 17,2
3000 450 1,46 0,201 0,806 1,934 0,557 256 0,73 17,1
3000 600 1,44 0,21 0,684 1,866 0,573 260 0,71 17,5
4 000 0 1,5 0,207 0,997 . 1,885 0,567 296 0,77 20,3
4000 200 1,49 0,197 0,969 1,956 0,551 302 0,76 20,3
4 000 400 1,47 0,201 0,853 1,924 0,555 307 0,74 20,8
4 000 600 1,45 0,207 0,747 1,889 0,568 312 0,72 21
4 000 800 1,43 0,21 0,659 1,866 0,573 318 0,7 21,2
5 000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 344 0,77 23,5
5000 250 1,49 0,201 0,941 1,932 0,556 350 0,76 23,7
5 000 500 1,49 0,191 0,966 2,054 0,548 357 0,76 23
5 000 750 1,45 0,21 0,709 1,865 0,573 363 9,71 24,6
5 000 1000 1,43 0,207 0,659 1,893 0,568 370 0,7 24,5
6 000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 389 0,77 26,6
6 000 300 1,49 0,201 0,934 1,932 0,556 396 0,76 26,8
6 000 600 1,47 0,201 0,838 1,934 0,557 404 0,74 27,2
6 000 900 1,44 0,21 0,7 1,867 0,573 412 0,71 27,7
6 000 1200 1,43 0,207 0,641 1,893 0,568 420 0,69 27,7
7 000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 431 0,77 29,5
7 000 350 1,49 0,201 0,928 1,931 0,556 439 0,76 29,7
7 000 700 1,47 0,201 0,834 1,936 0,557 449 0,74 30
7 000 1050 1,44 0,21 0,687 1,867 0,573 458 0,71 30,8
7 000 1400 1,42 0,207 0,622 1,892 0,568 468 0,69 30,8
8000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 471 0,77 32,2
8000 400 1,49 0,201 0,922 1,929 0,556 481 0,75 32,5
8 000 800 1,47 0,201 0,822 1,934 0,557 491 0,74 32,9
8 000 1200 1,44 0,21 0,675 1,867 0,573 502 0,7 33,7
8 000 1600 1,42 0,207 0,606 1,893 0,569 513 0,69 33,8
9000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 509 0,77 34,8
9 000 450 1,49 0,201 0,916 1,929 0,556 520 0,75 35,3
9 000 900 1,47 0,201 0,816 1,935 0,557 532 0,73 35,6
9000 1350 1,43 0,21 0,666 1,867 0,573 545 0,7 36,4
9 000 1800 1,42 0,204 0»612 1,919 0,564 557 0,69 36,3
10 000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 546 0,77 37.4
10 000 500 1,48 0,201 0,913 1,93 0,556 559 0,75 37,8
10 000 1000 1,46 0,207 0,766 1,886 0,567 572 0,73 38,7
10 000 1500 1,44 0,204 0,694 1,914 0,563 586 0,71 38,6
10 000 2000 1,43 0,194 0,653 1,996 0,548 599 0,69 38,5
ГЛ АВА 3. БАЛКИ И БАЛОЧНЫЕ СИСТЕМЫ
§ 1. БАЛКИ, ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННЫЕ ЗАТЯЖКАМИ
1. Конструктивные решения
В балках, работающих на поперечный изгиб и предварительно на-
прягаемых затяжками, затяжки размещаются со стороны растянутого
пояса (рис. 3.1)., По конструктивным соображениям затяжку удобно де-
лать прямолинейной и размещать на небольшом расстоянии от нижнего
пояса. В однопролетных балках, как правило, затяжка размещается в
26
средней части пролета, в зоне наибольшего изгибающего момента (рис.
3.1,6); в этом случае анкерные устройства для крепления затяжки раз-
мещаются в пролете. В балках, работаю-
щих на знакопеременную, вибрационную на-
грузку, устройство анкерных креплений за-
тяжки в пролете нежелательно, так как в
зоне анкерных устройств возникает концен-
трация напряжений и выносливость балок
понижается. В этом случае лучше закреп-
лять затяжку в торцах балок (рис. 3.1, а).
Натяжение затяжки создает предваритель-
ное напряжение сжатия в растянутом поя-
се и растяжение в сжатом. Чем больше рас-
стояние от затяжки до центра тяжести се-
чения балки, тем эффективнее работа за-
тяжки. Однако значительное удаление за-
тяжки за пределы сечения балки затрудня-
ет ее анкеровку по концам и соединение за-
хватами нижнего пояса с затяжкой по ее
длине. Захваты, как и диафрагмы в стерж-
нях, работающих на растяжение (см. с. 10),
нужны для обеспечения нижнего пояса бал-
ки от потери устойчивости при натяжении
Рис. 3.1. Размещения затяжек
в однопролетных балках
а—д — схемы
затяжки.
а)
Рис. 3.2. Сечения балок
а—& — типы
Рис. 3.3. Установка затяжки при электротермическом предварительном напряжении
а — балка с поставленной затяжкой; б — вид снизу; в — затяжка до разогрева; А — расчетное удли-
нение затяжки при разогреве; 1 — затяжка; 2 — планка; 3— фиксатор
27
Рис. 3.4. Узлы прикрепления затяжки,
укрепленные ребрами жесткости
а — на опоре; б — в пролете
При больших пролетах затяжки можно выполнять из нескольких
ветвей и размещать их внахлестку с концентрацией ветвей на участках
с максимальным значением моментов (рис. 3.1, д).
Сечение балок принимается несимметричным с меньшей площадью
пояса со стороны затяжки, которая разгружает этот пояс. При несим-
метричном сечении балки можно до-
биться оптимального использования ее
материала. Оптимальные параметры
сечения обычно устанавливаются из
условия, что при действующей расчет-
ной нагрузке краевые напряжения в
верхнем и нижнем поясах равны рас-
четному сопротивлению материала
балки, а напряжение в затяжке равно
расчетному сопротивлению материала
затяжки. Обычно сечение балки при-
нимается в виде несимметричного дву-
тавра из трех листов (рис. 3.2, а).
Можно принимать нижний пояс из
прокатных профилей: трубы, уголка,
швеллера, которые лучше работают на
сжатие в процессе предварительного
напряжения. Возможны двустенчатые
(рис. 3.2, д) и треугольные (рис. 3.2, г)
сечения с затяжками внутри сечения.
Затяжки в мощных балках выпол-
няются из стальных канатов или пуч-
ка высокопрочной проволоки. Натя-
жение производится домкратами или
электротермическим способом. Приме-
нение электротермического способа
№ел 6
Узел 8
Рис. 3.5. Проект подкрановой балки под два крана грузоподъемностью 50/10 т (гипро-
мез)
28
натяжения затяжек особенно удобно в конструктивном и про-
изводственном отношениях при затяжках из арматурной стали. Здесь
анкеровка затяжки возможна простой приваркой концов стержня к
планкам, одна из которых приваривается к балке до разогрева затяж-
ки, а вторая после разогрева до достижения затяжкой заданного рас-
четом удлинения А. Фиксация заданного удлинения может быть выпол-
нена приваренным к поясу фиксатором (рис. 3.3). Возможно примене-
ние петлевидных затяжек (рис. 2.7), при которых проволока с заданным
усилием наматывается на упоры или затяжка натягивается дом-
кратами с помощью подвижного упора. В месте анкерного закрепления
затяжки на балку передаются большие сосредоточенные силы, вызы-
вающие значительные местные напряжения в стенке и поясе балки.
Для восприятия этих сил, укрепления пояса и стенки и снижения кон-
центрации усилий в зоне анкеровки ставятся дополнительные ребра
(рис. 3.4). Чтобы обеспечить устойчивость нижнего пояса в процессе
натяжения затяжки, ее соединяют с поясом захватами в виде ребер,
скоб и т. п., которые позволяют затяжке свободно перемещаться в про-
дольном направлении, но препятствуют выпучиванию пояса из плоско-
сти балки.
Расстояние между захватами можно определить приближенной про-
веркой на устойчивость нижнего пояса при действии сжимающего на-
пряжения по формуле
«jX , ntXc п
Ох = “V- + < фЯ. (3.1)
Г W
где ф — коэффициент продольного изгиба, определяемый по гибкости пояса балки от-
носительно вертикальной оси при свободной длине пояса, равной расстоянию между
местами соединения нижнего пояса с затяжкой; X — усилие предварительного напря-
жения затяжки; с — расстояние от затяжки до центра тяжести сечения балки; W и
F — момент сопротивления и площадь сечения балки; Hi — коэффициент перегрузки
предварительного напряжения.
Из формулы (3.1) можно найти максимально возможное усилие на-
тяжения затяжки, при котором устойчивость пояса обеспечена,
RqFW
(IF + cf)nx ’
(3.2)
На рис. 3.5 показана предварительно-напряженная балка пролетом
12 м.
2. Расчет балок
Подбор сечения. Формулы для определения оптимальных геометри-
ческих параметров балок были получены А. А. Васильевым из рассмот-
рения уравнений (3.3) — (3.6), описывающих напряженное состояние
балки в сечении с наибольшим изгибающим моментом при полном ис-
пользовании расчетных сопротивлений балки и затяжки (рис. 3.6). За-
Рис. 3.6. К подбору сечения балки
а —размещение затяжки; б — сечение балки; в — эпюра напряжений под нагрузкой
29
тяжка считается расположенной в одном уровне с нижним поясом сал-
ки (с=/1г). Это допущение при высоких балках (й>1 м) и затяжках,
расположенных на небольших расстояниях от нижнего пояса (~0,05—
0,1 м), приводит к небольшим погрешностям. В сечении с максималь-
ным изгибающим моментом напряженное состояние балки должно удов-
летворять равенствам:
для верхнего пояса балки
М X + Xi (п2 X + Xjh,.
О'-- =— —— — --—----- ---------- —— Kjn (О. □)
1 Wt F
для нижнего пояса балки
М П2Х + Х. (nzx + xjh2
q ~ ----—-------------- — (о. 4)
2 № F W v
для нижнего пояса при предварительном напряжении
' _ пгХ nt Xhz _
а2— р — ---Rm, (3.5)
напряжение в затяжке при нагружении балки
В дальнейшем принимаем т=\.
Введем в уравнения (3.3) — (3.5) параметр 0, назвав его коэффи-
циентом самонапряжения
R n2X + Xt
₽= —
Тогда уравнения (3.3) — (3.5) примут вид
(3.7)
м ₽Х , $Xh2 F Wj =—R, (3.8)
м ВХ 0X/t2 = R; (3.9)
^2 F Wz
— na X nrXh2 F ~ -R. (3.10)
При совместном решении уравнений (3.8) — (3.10) получены фор-
мулы для подбора геометрических характеристик оптимального сече-
ния балки при заданных значениях расчетного момента и физических
характеристик материала балки R, Е и затяжки Е3,
М = RC V F3 k,
откуда требуемая площадь сечения балки
(3.11)
(3.12)
г= / ppp
V \R-CJ k
Здесь й=ЛСт/бст — гибкость стенки балки, принимается равной 80—120; С — коэффи-
циент, зависящий от асимметрии балки A^hi/ht и отношения ц, характеризующего
физические параметры материалов балки и затяжки.
ц = (RE3)/(R3 Е), * (3.13)
Значения величин С и А берутся из табл. 3.1 в функции коэффици-
ента ц, а также в зависимости от характера загружения балки, от ко-
торого зависит коэффициент самонапряжения.
Для стальных балок величина ц изменяется от 0,4 до 0,1; для алю-
миниевых— от 1,5 до 0,3. Полученную по формуле (3.11) площадь се-
30
Таблица 3.1. Оптимальные значения параметров А и С и длина затяжки
для трех случаев загружения
Схема загружения балки U гг2 =«= 1 “ 1 = 0,9 П1 =* 1.1 Длина затяжки
А С 4 С
Гд" 1—1-—i 0,1 0,2 0,3 0,4 1,87 2,11 2,56 3,6 0,348 0,369 0,399 0,446 1»58 1,75 1,99 2,4 0,347 0,359 0,381 0,415 Z3 = f
L 0,1 0,2 0,3 0,4 1,83 1,98 2,16 2,36 0,344 0,357 0,371 0,384 1,69 1,8 1,95 2,12 0,329 0,341 0,354 0,367 W| X ” |
Д — [ U2 а т J. 0»1 0,2 0,3 0,4 1,82 1,94 2,06 2,19 0,342 0,353 0,363 0,373 1,72 1,88 2,07 2,27 0,323 0,328 0,332 0,336 /д в/
чения балки распределяем между стенкой и полками, используя при-
ближенную зависимость /n=FCT/F=0,55. Высота стенки примерно рав-
на высоте балки,
йСт « h = Fct/Sct = "УmFk. (3.14)
Площадь полок Fn=F—FCt, так же как и другие геометрические
параметры сечения балки, определяют по формулам (3.15), исходя из
полученных площадей сечения балки F и требуемой характеристики
асимметрии сечения А, а также от принятых безразмерных коэффици-
ентов т и k;
Fkm A Fkm
'“=ТГГ; ',,=ТГГ;
Г бА-(Л + 1Гт
6(Л+1)? ’
П7 6Л-(Л4-1)2/п
= б(л + 1) -
----6Л — (А 4- 1)2/п
б.-Дл +i)
Требуемая площадь затяжки
f3 = (PX)//?3
Из формулы (3.9)
Р UZ2 4- Fhz
(3.15)
(3.16)
(3.17)
Усилие предварительного напряжения X получаем из формулы
(3.10)
RFWZ
tiiWz-i- nthzF
(3.18)
31
Усилие самонапряжения получаем из формулы (3.7)
Xj = (Р и2)
Общее выражение усилия самонапряжения может быть получено в ре-
зультате решения статически неопределимой системы балки с одним
неизвестным
СМ1М
„ 1 —~—dx
6fp J EJX,
611 f *3
J EJX Ф E3Fg EF
(3.19)
Для балки постоянного сечения с прямолинейным напрягающим
элементом на уровне нижнего пояса значение Х\ из рассмотренных в
табл. 3.1 случаев загружения может быть записано в простом виде
мх
Т’<а
Xj _ ——----2------— . (3.20)
Pk+_£_ + _l_k
\ + ваеа + е / г.
Здесь со — площадь эпюры изгибающего момента от нагрузки на участке длины затяж-
ки (рис. 3.7): Adj — 1Л3 — момент от усилия Х=» 1.
После нахождения всех расчетных параметров пригодность подоб-
ранного сечения балки и затяжки проверяется по формулам (3.3) —
(3.6), в которые вместо Ла подставляют расстояние от затяжки до цент-
ра тяжести сечения балки с. Возможные неувязки корректируются ко-
эффициентами т и k. Требуемая длина затяжкй определяется для раз-
ных загружений в соответствии с табл. 3.1 в функции коэффициента
(3.21)
6Л —т(Л4-1)?
6Д(Л-Н) ’
Рис. 3.7. К определению усилия
самонапряжения в затяжке для
различных случаев загружения.
Балка загружена
а — моментами на опорах; б — рас*
пределенной нагрузкой; а — сосре*
доточенной нагрузкой
V
32
Такая методика позволяет подбирать оптимальные по расходу ста-
ли сечения предварительно-напряженных балок однократными прос-
тейшими вычислениями с возможной последующей незначительной кор-
ректировкой полученного сечения.
Подобранные сечения необходимо проверить в месте теоретического
обрыва затяжки по формуле
Ма
к<йя’
где Л!о — момент в месте теоретического обрыва затяжки.
При конструировании анкерное крепление затяжки следует распо-
ложить ближе к опоре балки от места теоретического обрыва затяжки
примерно на 0,5 м. При креплении затяжек в опорных узлах балок не-
обходима проверка прочности и местной устойчивости нижнего пояса
и стенки у опор при действии максимальной нагрузки, где действуют
сжимающие усилия затяжки и опорная реакция, а разгружающие на-
пряжения от момента обратного знака практически отсутствуют.
Для предварительно-напряженных балок существенна и проверка
местной устойчивости стенки. Наиболее экономичные сечения получа-
ются при больших значениях /г/бСт. При изменении /г/6Ст от 80 до 120
разница в площадях поперечного сечения составляет около 13%. Сле-
довательно, надо стремиться проектировать балки с более тонкой стен-
кой. Однако такая стенка может потребовать большого числа ребер же-
сткости для обеспечения ее устойчивости, конструкция балки окажет-
ся слишком сложной, а изготовление ее трудоемким. Надо учитывать,
что с точки зрения потери местной устойчивости наиболее опасной мо-
жет оказаться область стенки, примыкающая к затяжке (нижний пояс
в однопролетных балках), так как в процессе предварительного напря-
жения здесь возникают значительные сжимающие напряжения. В стен-
ках с гибкостью Л—180 и более может потребоваться постановка го-
ризонтального ребра жесткости в области стенки, сжатой в процессе
предварительного напряжения. Для балок из алюминиевого сплава со
стальной затяжкой или для стальной балки с весьма высоким расчет-
ным сопротивлением затяжки коэффициенты ц имеют большие значе-
ния, что приводит к высоким значениям коэффициентов асимметрии А
и близким к нулю площадям нижнего пояса.
В этом случае надо задаться площадью нижнего пояса в пределах
Fz=SF, где S =0,02...0,08. Необходимые для подбора сечения балки па-
раметры А и С можно получить из графика (рис. 3.8), зная коэффициен-
ты р, и принятое значение s. Например, при р,==0,34 и s=0,08 из графи-
ка получаем: Д=2,37 и С=0,374. Зная коэффициент С, по формуле
(3.13) определяется площадь балки и по формулам (3.15) находятся
остальные ее параметры.
В вышеприведенной методике определяется оптимальная высота
балки в функции параметров работы балки. Однако иногда высота
балки назначается по конструктивным и компоновочным условиям.
В этом случае приведенной методикой воспользоваться нельзя и сечение
можно подобрать, используя ядровые расстояния (рис. 3.9). Имея вы-
соту балки, приближенно равную высоте стенки h^hCT и задавшись
приемлемой гибкостью стенки k—hCr/8cT, получаем площадь стенки
F^==hlr/k. Затем, приняв рациональный коэффициент m=FwtlF, по-
лучаем площадь балки F=FCtlm=1^,-I / (km).
Требуемую асимметрию сечения А в функции отношения p.= (F3/?)/
/(£/<3) можно приближенно взять из табл. 3.1; соответствующие этой
асимметрии ядровые расстояния р даны в табл. 3.2. Таким образом, по-
3—59
33
Рис. 3.8. График для оп-
ределения параметров
А и С при заданном се-
чении нижнего пояса
Рис. 3.9. К подбору сече-
ния балки по ядровым
расстояниям
лучаем момент сопротивления балки 1Гб=/•£>, где р — соответствующее
ядровое расстояние. Зная моменты сопротивления балки, можно напи-
сать основные уравнения, отражающие условия работы балки:
М рХ(с + Рз)
или
М Fs ₽э (с + Р8)
^Ра fP2
(3.22)
(3.23)
здесь М — внешний момент; с+рг—расстояние от затяжки до ядровой точки, распо-
ложенной в противоположной стороне.
Таблица 3.2. Значения ядровых расстояний
сечения в зависимости от коэффициента А
и высоты балки Л
А *1 Pt Р1
1 0,5 0,5 0,33 0,33
1,25 0,55 0,45 0,27 0,335
1.5 0,6 0,4 0,22 0,34
2 0,67 0,33 0,17 0,35
2,5 0,72 0,28 0,15 0,37
3 0,75 0,25 0,14 0,41
Примечание. Высота балки принята за еди-
нницу.
Уравнение (3.23) дает зависи-
мость между площадью балки F
и площадью затяжки F3. Напи-
сав уравнение (3.23) в безраз-
мерных параметрах, получаем
выражение
F3 (с + Р8) =
FR ра
(3.24)
из которого можно получить тре-
буемое отношение F3/F для дан-
ных M/(WR) и R3/R.
Таким образом, определив
площадь балки по коэффициен-
там k и т и площадь затяжки из
уравнения (3.24), можно распре-
делить площадь балки между стенкой и полками, а площадь полок рас-
пределить так, чтобы была обеспечена требуемая асимметрия, используя
уравнения (3.15).
Подобранное сечение можно проверить по формулам в записи ядро-
вых моментов:
М
WaR
М-рХ(с + Ра)
(3.25)
34
-—Р^г~— < Rrnt (3.26)
<£лг. (3.27)
* 2
Здесь pi и pa — расстояние от центра тяжести балки до нижней и верхней точек ядра
сечения (рис. 3.9); с — расстояние от затяжки до центра тяжести и балки (рис. 3.9).
3. Проверка жесткости
Балка в процессе предварительного напряжения получает выгиб,
обратный направлению прогиба от нагрузки (рис. 3.10). Этот выгиб яв-
ляется как бы дополнительным резервом жесткости балок, так как рас-
четный прогиб от нагрузки принимается не от выгнутой оси балки, а от
горизонтальной оси, проходящей через опорные точки.
Такой подход возможен для большинства конструкций. Однако есть
конструкции, в которых по условиям эксплуатации за расчетный прогиб
следует принимать полный прогиб от выгнутой оси. В этом случае, при
повышенных нормативных требованиях к жесткости балки [///] = 1/боо—
7воо, применение предварительного напряжения может оказаться неце-
лесообразным.
Рекомендуется также проверять обратный выгиб балки от предва-
рительного напряжения, ограничивая ее прогибом, устанавливаемым
нормами для данной конструкции. Если балка при предварительном
напряжении и под нагрузкой работает в пределах упругой стадии, то ее
прогиб и выгиб опредляются обычными способами строительной меха-
ники. Прогиб в стадии предварительного напряжения определяется как
для балки, работающей на чистый изгиб, с изгибающими моментами
М—Хс, приложенными в месте закрепления затяжки, где с — расстоя-
ние от затяжки до центра тяжести стержня (рис. 3.10, а). Для балок с
прямолинейной затяжкой, расположенной на части длины пролета, об-
ратный выгиб в стадии предварительного напряжения при упругой ра-
боте балки определяется по формуле
Хс ft
где 1^,—a.lt—отношение расстояния от опоры до затяжки к длине пролета.
Остальные обозначения обычные. По этой же формуле определяется
выгиб от усилия самонапряжения Х\ или выгиб от полного усилия в
затяжке X-f-Xi. После опре-
деления прогиба от норма-
тивной нагрузки f(PH+gH)
как для обычной балки про-
веряется расчетный прогиб
по формуле (рис. 3.10,6).
(3.29)
Выгиб от усилия самонапря-
жения в затяжке также на-
до вычислять от X" при нор-
мативной нагрузке.
Подбор сечения балок с
затяжкой, расположенной
ниже уровня нижнего пояса.
При подборе сечения балок
Рис. 3.10. Определение расчетного прогиба балки
а — выгиб при предварительном напряжении; б —прогиб
под нагрузкой
3*
35
с затяжкой, расположенной на заданном расстоянии от верхнего пояса
th>l (см. рис. 2.17,а), можно пользоваться методикой, основанной на
законах подобия*.
Коэффициенты подобия получены на основании:
1) пропорциональности площадей элементов сечения
V= Л/^i -~PjPw, (3-30)
2) пропорциональности коэффициентов расстояний до затяжек
Щ' -I; (3.31)
3) одинаковых параметров механических характеристик материа-
лов балки |л=|х';
4) равенства коэффициентов полноты эпюры моментов, характе-
ризующих нагрузку на балку,
p = p. = Q/(Z8Af)==Q/( (3.32)
где Q — площадь эпюры моментов на длине затяжки; М —> максимальный момент от
внешней нагрузки.
* Зевин А. А. Выбор оптимальной формы и практический метод расчета стальной
предварительно-напряженной балки при неподвижной нагрузке. — Изв, вузов, Сер, Стро-
ительство и архитектура, 1965, № 9.
Таблица 3.3. Элементы оптимального сечения, см„при 2И»2ООО кН-м
д Элементы сечений t««1 при pt равном f = при р, равном
0,5 0,625 0.75 0.875 1 . 0.5 0,625 0,75 0.675 1
0,1 F'l 76,13 91,53 77,2 90,92 78,41 90,25 79,71 89,5 80,8 88,89 70,24 91,74 71,38 91,02 72,63 90,24 74,01 89,39 75,4 88,54
0,15 Л Ло 78,02 90,45 79,71 89,5 81,52 88,49 83,74 87,27 86,1 85,99 72,32 90,43 74,12 89,32 76,24 88,02 78,65 86,58 81.51 84,89
0,2 Р'т ^0 79,83 89,43 82,27 88,08 85,1 86,53 88,4 84,77 92,42 82,67 74,33 89,19 77,01 87,56 80,18 86,67 84,11 83,39 89,11 80,59
0,25 р\ ^0 81,78 88,35 85 86,59 88,91 84,5 93,87 81,93 100,27 78,75 76,24 88,02 79,96 85,8 84,46 83,19 90,32 79,93 99,02 75,37
0,3 р; Ло 83,61 87,34 87,76 85,11 92,95 82,4 99,83 78,96 100,4 74,02 78,31 86,78 82,98 84,04 89,24 80,52 97,5 76,15 112,88 68,79
0,35 F1 h0 85,49 86,32 90,58 83,62 97,23 80,24 106,84 75,64 115,02 71,99 80,3 85,6 85,97 82,34 93,71 78,11 105,94 71,96 111,43 69,44
0,4 р[ Л0 87,38 85,31 93,48 82,13 101,65 78,08 112,67 73,01 112,67 73,01 82,19 84,5 89 80,65 98,63 75,57 109,58 70,28 109,58 70,28
Примечание. Площадь нижнего пояса в см2 для всех А I* и *
36
При усилиях предварительного напряжения, пропорциональных
площадям сечения затяжек, вызываемое ими напряжение как в затяж-
ках, так и в поясах подобных балок равно, а в рабочей стадии прира-
щения напряжений взаимно пропорционально:
Дог, Доч Ло3
д =---1. =----=-------1, (з.зз)
До?! До2 До3
Коэффициент n=Af/(Af'XftXf), где Ал=А/Я1— отношение высот подоб-
ных балок.
Приравнивая п единице и используя отношение
FCT 6/i ( h \2 k'
F F Vh' \hf k ’
' ст
где £=/ict/6ct, получаем выражения для определения коэффициентов
подобия:
ft _1 Л-М fe 2 Г/мук'
h у М' k' у \ М' / fe
(3 34)
При соблюдении условий (3.34) и Х/Х'—X? напряжения в подобных
балках будут равны.
£=50 для подбора сечения предварительно-напряженных балок
t — 1,2 при р, равном 3 при р, ранном
0,5 0,625 0,75 0,875 1 0,5 0,625 0,75 0,875 1
66,44 66,66 68,05 69,56 71,18 61,45 62,81 64,28 65,88 67,66
91,87 91,04 90,09 89,08 88 91,93 90,95 89,85 88,7 87,41
67,58 69,65 71,95 74,68 77,98 63,69 65,88 68,45 71,59 75,5
90,41 89,01 87,49 85,72 83,62 90,27 88,7 86,86 84,67 82,04
69,75 72,72 76,37 80,86 87,17 65,97 69,24 73.21 78,48 86,35
88,95 86,98 84,64 81,85 78,11 88,63 86.32 83,57 80,1 75,21
71,85 75,87 81,07 - 88,15 89,89 68,19 72,57 78,38 86,87 103,54
87,55 84,96 81,72 77,54 71,2 87,04 84 80,16 74,9 •65,88
74 79,1 86,07 96,71 110,81 70,28 75.84 83,72 96,53 107,31
86,16 82,93 78,74 72,85 65,94 85,58 81,8 , 76,8 69,47 64,05
75,97 82,32 91,32 106,44 108,74 72,4 '79,54 89,19 106,01 106,01
84,89 80,96 75,76 67,96 66,89 84,12 79,6 73,57 64,66 64,66
77,88 85,42 96,47 106,71 106,71 74,28 82,14 94,59 104,8 104s8
83,69 79,12 72,97 67,84 67,84 82,84 77,77 70,51 65,27 65,27
37
Если подобрано оптимальное сечение для балки, имеющей момент
М' и гибкость стенки k', то можно найти оптимальные элементы сече-
ния подобной ей балки, которая воспринимает расчетный момент М и
имеет любую заданную гибкость k, причем напряжения в балках бу-
дут равны.
При подборе оптимального по расходу металла сечения балки с
расчетным моментом проектируемой балки М и заданной гибкостью
стенки k для проектируемой балки нужно задаться величиной t и оп-
ределить параметры ц и р (3.32). При определении р можно задаться
длиной затяжки в пределах /3= (0,75...0,8) I.
В зависимости от указанных параметров по табл. 3.3 определяют-
ся величины Fq и h\—площадь и высота верхнего пояса сечения, оп-
тимальные для балки, имеющей расчетное значение ЛГ=2000 кН-м;
й'=50 и площадь нижнего пояса = см2 ПРИ различных значени-
ях f, р' и р/.
Переход к проектируемому сечению осуществляется умножением
табличных размеров элементов сечения на коэффициенты подобия
(3.34):
Aq, F। FF2 03 F2 = 15Л^ • (3.35)
Площадь затяжки находится по формуле
F3 = (F1_Fa)(JR/^3). (3.36)
Предварительно принятая длина затяжки корректируется в соот-
ветствии с несущей способностью подобранного сечения балки в мес-
те обрыва затяжки.
Эта методика может быть использована и при затяжке, располо-
женной на уровне нижнего пояса /=1.
4. Работа балок с учетом пластических деформаций
В предварительно-напряженных балках, как и в обычных, в от-
дельных случаях может быть допущено развитие пластических дефор-
маций.
Пластическая стадия работы материала балки может быть исполь-
зована в одном из двух случаев.
Первый случай — развитие пластических деформаций происходит
при работе балки под нагрузкой (рис. 3.11). На первом этапе (соз-
дание предварительного напряжения) эпюра напряжений имеет мак-
симальную ординату, равную расчетному сопротивлению на уровне
крайних волокон нижнего пояса (рис. 3.11,б). На втором этапе рабо-
ты (при действии расчетной нагрузки) эпюра от нагрузки суммирует-
ся с эпюрой от предварительного напряжения, пока в одном из край-
них волокон балки напряжения не достигнут предела текучести (рис.
3.11,в). В затяжке действуют усилия предварительного напряжения
и самонапряжения. Третий этап (упруго-пластическая работа) начи-
нается с постепенного проникновения текучести в глубь сечения до об-
разования в нем пластического шарнира (рис. 3.11,г). Усилие само-
напряжения на этом этапе увеличивается интенсивнее, чем на втором.
Образование пластического шарнира следует считать пределом не-
сущей способности конструкции; оно должно совпадать с достижени-
ем напряжениями в затяжке предела текучести (по принятой методи-
ке расчета — расчетного сопротивления). Если напряжение в затяжке
не достигло расчетного сопротивления, то появление пластического
шарнира еще не означает исчерпания несущей способности балки.
38
Рис. 3.11.
Напряжения
в балке при
развитии
пластических
деформаций
в стадии за-
гружения
Рис. 3.12.
Напряжения
в балке при
развитии
пластических
деформаций
в стадии
предвари-
тельного на*
пряжения
Внешняя нагрузка и изгибающий момент еще могут расти в резуль-
тате увеличения растягивающего усилия в затяжке и зоны напряже-
ния сжатия в балке почти по всему или по своему сечению (рис.
3.11, д).
Образование шарнира пластичности в конце третьего этапа рабо-
ты в предварительно-напряженных балках в отличие от обычных раз-
резных балок теоретически не приводит к потере неизменяемости —
балка лишь превращается в статически определимую систему. В кон-
це четвертого этапа работы, когда в балке при расположении затяж-
ки вне пределов ее высоты возникает однозначная эпюра сжимающих
напряжений, балка теоретически превращается в изменяемую систе-
му. Однако испытания показали, что реализовать этот этап работы
балки практически очень трудно, так как вслед за появлением шарни-
ра пластичности деформации резко нарастают и балка теряет устой-
чивость.
Второй случай — развитие пластических деформаций осуществля-
ется в стадии предварительного напряжения (рис. 3.12). Высота пла-
стической зоны yh определяется рациональностью использования сече-
ния и ограничивается устойчивостью и прогибами балки в процессе
предварительного напряжения (рис. 3.12, б).
Треугольник эпюры напряжений при работе балки на внешнюю на-
грузку, отделенный пунктирной линией на рис. 3.12, в, дает совместно
с дополнительным усилием в затяжке добавочный момент внутренних
сил, увеличивающий несущую способность балки по сравнению с рабо-
той в упругой стадии. При дальнейшем нагружении в сечении образу-
ется шарнир пластичности (рис. 3.12, г).
В первом случае балка в стадии предварительного напряжения ра-
ботает упруго и, следовательно, ее исходное напряженное состояние
является более четким. Предварительное напряжение легче осущест-
вить: его усилие получается меньше, чем во втором случае. В стадии
действия расчетных нагрузок в этом случае в сечении с наибольшим
значением изгибающего момента появляется шарнир пластичности,
т. е. допускается развитие пластических деформаций на всю высоту
сечения, но лишь на ограниченном участке длины балки. Однако ра-
счеты балки на прочность и деформативность при действии эксплуата-
ционных нагрузок как статически неопределимой системы, работаю-
щей в упругопластической стадии, более сложны.
39
Основным достоинством второго случая является то, что при дейст-
вии расчетных нагрузок пластические деформации снимаются и балка
в условиях эксплуатации работает упруго. Это может оказаться важ-
ным для балок, работающих на повторные или подвижные нагрузки
(например, подкрановые балки).
Однако в этом случае исходное напряженное состояние будет не-
четким, так как действительный предел текучести не совпадает с ра-
счетным и неизвестен проектировщику.
Пластические деформации развиваются не в отдельном сечении, а
на всем участке балки, равном длине затяжки, что приводит к значи-
тельным выгибам балки от предварительного напряжения и ограничи-
вает его.
Развитие пластических деформаций в предварительно-напряжен-
ных балках, так же как и в обычных, ограничивается размером каса-
тельных напряжений.
Вопрос обеспечения местной устойчивости пластинок в упругопла-
стической стадии работы изучен недостаточно [1].
Проверку местной устойчивости элементов балки в упругопласти-
ческой стадии работы можно выполнять в предположении упругой ра-
боты стали по формулам норм проектирования стальных конструкций,
однако коэффициент условий работы при этой проверке для зоны раз-
вития пластических деформаций следует принимать равным т=0,8.
Можно считать стенку устойчивой, если соблюдается условие
где К — расчетное сопротивление стали, МПа.
Устойчивость полок балок при переходе их в пластическую стадию
работы считается обеспеченной, если отношение ширины полки к тол-
щине bn/bu^20Vr 210/7?.
Прогибы балок можно проверять по обычной методике (3.1.3), так
как при действии нормативных нагрузок материал балок обычно рабо-
тает в упругой стадии.
Устойчивость балок в стадии предварительного напряжения рас-
смотрена А. В. Геммерлингом1. Особенности работы и расчета балок
при подвижной нагрузке исследовались А. А. Зевиным2.
5. Примеры применения балок, предварительно напряженных
затяжками
Балки, предварительно-напряженные затяжками, вначале исполь-
зовались в пролетных строениях автодорожных мостов. На рис. 3.13
показана одна из первых конструкций автодорожного моста с предва-
рительно-напряженными главными балками (ФРГ).
Затяжки из четырех ветвей (в каждой по 52 проволоки диаметром
5,3 мм) с пределом прочности 1,6 кН/мм2 размещались по всей длине
нижнего пояса. Каждая балка напрягалась усилием 3100 кН. Для за-
щиты от коррозии замкнутые полости в нижних поясах балок запол-
нялись асфальтом. Затяжки заанкеривались в торцах балок. Натяже-
ние затяжек снизило максимальное напряжение в верхнем поясе с
178 до 128 МПа, а в нижнем поясе — с 385 до 150 МПа.
1 Геммерлинг А. В. Об устойчивости предварительно-напряженных балок. — Строи-
тельная механика и расчет сооружений, 1960, № 7.
V 2 Зевин А. А. Работа предварительно-напряженных стальных балок при недвиж-
ной нагрузке, — Автореф. на соиск. учен, степени канд. техн. наук. М., 1966.
40
Рис. 3.13. Автодорожный мост вблизи Лауффена с предварительно-напряженными
главными балками
а)
Рис. 3.14. Неразрезной балочный мост вблизи Монтабаре (ФРГ), предварительно на-
пряженный затяжками
а — поперечное сечение: б — общий вид; в — размещение затяжки по высоте балки; 1 — затяжка
В неразрезном трехпролетном мосту вблизи г. Монтабара (ФРГ) с
главными балками постоянной высоты предварительное напряжение
осуществлялось непрерывными затяжками (рис. 3.14). В соответствии
41
с эпюрой моментов в пролете затяжки располагались вблизи нижнего
пояса, а у опор перемещались на верхний пояс. Затяжки размещались
в открытых направляющих, желобах, с внутренней стороны балок и за-
креплялись к торцам балок на середине их высоты. Каждая затяжка
напрягалась усилием 1220 кН. В СССР построено два крупных моста
(через р. Томь у Новокузнецка и р. Дон у Ростова-на-Дону) с пяти-
пролетными неразрезными главными балками, близкими по своей кон-
струкции и схеме предварительного напряжения (рис. 3.15).
Главные балки запроектированы с криволинейным нижним поясом,
уменьшающим высоту балок в пролете и увеличивающим (до 6,6 м) на
опоре. Такое очертание балок сосредоточивало большие отрицатель-
ные изгибающие моменты на опорах, которые воспринимались с помо-
щью предварительного напряжения балок над опорными сечениями
затяжками.
Затяжки из пучков высокопрочной проволоки размещались над
опорами внахлестку. Над опорами моста через р. Томь размещалось
восемь петлевидных пучков; каждый пучок имел 125 проволок диамет-
ром 3 мм с пределом прочности 190 кН/см2.
Предварительное напряжение позволило сэкономить около 10%
стали. Примеров применения предварительного напряжения в подкра-
новых конструкциях много.
В СССР разработаны разрезные покрановые балки пролетом 12 и
18 м с затяжкой из пучка высокопрочной проволоки для кранов со
средним режимом работы грузоподъемностью 50/10 и 30/5 т (рис.3.16).
Сечение балок принималось в виде сварного несимметричного двутав-
ра. Затяжки выполнялись из пучков высокопрочной проволоки со ста-
канными анкерами по концам.
Предварительное напряжение позволяет облегчить вес подкрано-
вых балок на 10—18%. Эффективность применения предварительного
напряжения возрастет с увеличением пролета.
Предварительно-напряженные балки и балки мостовых кранов с
треугольным поперечным сечением показаны на рис. 3.17.
Подкрановая балка неразрезная, трехпролетная с пролетами по 24 м
имеет затяжки, расположенные в нижнем углу сечения балки в про-
ficb опоры М3, М
1 2 5 б 7 8 Ив 17 12 /5
' ,Ю9 8 7 ff S Ь ?? 7
61610
.первый
ряд
51610
Верх листа балки
ТТ
2. второй
ряд
Iff 9 i 7 в 49 2 Третий
9 10
4- 5
четвертый ряд
11 72 75
6
7512 11 10 9 6 б Ь
1312
6
Рис. 3.15. Пятипролетиый мост с предварительно напряженными главными балками
(СССР)
42
Рис. 3.17. Не-
разрезная под-
крановая бал-
ка, предвари-
тельно напря-
женная затяж-
ками (ГДР)
а—поперечное се-
чение; о — разме-
щение затяжек;
в — эпюра момен-
тов от предвари-
тельного напря-
жения
Рис. 3.16. Предварительно-напряженная подкрановая балка под краны 30/5 т
летах. Рельс расположен несимметрично. Затяжки из пучков высоко-
прочной проволоки. На рис. 3.20 показаны поперечное сечение и эпю-
ра моментов от натяжения затяжек в неразрезной балке.
§ 2. СОСТАВНЫЕ БАЛКИ, ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯГАЕМЫЕ
УПРУГИМИ ДЕФОРМАЦИЯМИ ОТДЕЛЬНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
В балках, составленных из двух элементов, разделенных по ней-
тральной оси, можно создать предварительное напряжение изгибом
этих элементов с последующим соединением в изогнутом состоянии
(рис. 3.18). На рис. 3.19 показана эпюра напряжений, получаемых в
процессе предварительного напряжения и затем под нагрузкой, для ба-
лок, составленных из двух двутавров и двух тавров (рис. 3.19,а).
При предварительном изгибе оба элемента получают растягиваю-
щие напряжения в верхних кромках сечения и сжимающие в нижних
(рис. 3.19,б).
При предварительном изгибе напряжения по кромкам двутавра бу-
дут одинаковы
z Aiwo г Й
Q0 = —7^ -20 - 7^ — < R- (3.37)
JX' JX' 2
Напряжения по внешним кромкам тавров
^ = (ЧтзЛ')-го<* <3-38)
43
Рис. 3.18. Схема создания предварительного напряжения путем начального изгиба со-
ставных элементов балки
а — исходное положение; б — нагиб и сварка двух элементов; в — предварительно-напряженная
балка
Рис. 3.19. Эпюры нормальных напряжений при предварительном напряжении и под на-
грузкой
и по внутренним
<3.39>
где Мязр—момент, изгибающий один элемент; Jх> —-момент инерции сечения эле-
мента относительно его нейтральной оси х'.
В изогнутом состоянии элементы свариваются по примыкающим
кромкам, после чего воздействия, вызывающие изгиб элементов, сни-
маются. Снятие нагрузки эквивалентно приложению к составной балке
изгибающего момента, равного 2Л1ИЗг, но обратного по знаку
(рис. 3.19,в). В крайних кромках балки при этом возникают напря-
жения
» 2Л4ИЗГ , 2№0 21Р0
^01=-^“ ‘ (ЗЛ0)
В результате, изготовленная таким способом балка будет иметь
предварительные напряжения, которые по крайним кромкам равны
(рис. 3.19, г)
= —а01 = аоМ — ~^r)- (З-41)
Здесь W — момент сопротивления балки, составленной из двух элементов; Wo— мо-
мент сопротивления одного элемента относительно внешней кромки.
По нейтральной оси составной балки предварительные напряжения
равны полученным при предварительном выгибе элементов (3.38) и
(3.39) ого=ого или оо==Оо-
Балка загружается эксплуатационной нагрузкой со стороны выгну-
той ее поверхности; при этом в крайних кромках балки напряжения о'
44
от нагрузки будут обратного знака предварительным напряжением о©
(рис. 3.19, д). Суммарные напряжения
«р = < - <?о = - <£ (1 - < R. (3-42)
Из формулы (3.42) получаем предельное значение момента от на-
грузки
Мр = RW [ 1 + (1 - 2IF0/IF)//?]. (3.43)
Из формулы (3.43) видно, что несущая способность составной пред-
варительно-напряженной балки тем больше, чем ближе предваритель-
ное напряжение элемента к расчетному сопротивлению и чем мень-
ше отношение 1Г0/^. Анализ показывает, что экономия стали в предва-
рительно-напряженных балках (по сравнению с балкой такого же
сечения без предварительного напряжения) составляет 4—7,5%. Из
рис. 3.19, е видно, что при оо=0о=От предельная эпюра нормальных
напряжений такая же, как в балках без предварительного напряжения
при развитии пластических деформаций вплоть
до появления шарнира пластичности.
Однако шарнир пластичности в предваритель-
но-напряженных балках получается при упругой
работе балки вплоть до достижения предельного
момента Л4р=Л1пр. В балках без предварительно-
го напряжения шарнир пластичности возникает в
результате развития пластических деформаций
по всей высоте сечения. Развитие пластических
деформаций связано с интенсивным нарастанием
прогибов балки, поэтому в балках без предвари-
тельного напряжения прогибы при достижении
предельного момента значительно выше (рис.
3.20). В этом основное преимущество предвари-
тельно-напряженных балок рассматриваемого
типа.
Рис. 3.20. График мо-
мент — прогиб у балок
1 — с предварительным на-
пряжением; 2 — без предва-
рительного напряжения
Рис. 3.21. Эпюры касательных напряжений при предварительном напряжении и под на-
грузкой
45
Эпюры касательных напряжений для разных этапов работы балки
представлены на рис. 3.21.
Значения касательных напряжений отдельно для каждого этапа
равны:
в стадии предварительного изгиба отдельных элементов (рис. 3.21,6)
<=(QoWo6); <3-44)
в стадии обратного изгиба балки после соединения элементов
(рис. 3.21, в)
<с01вз jb -^JS^ , (3.45)
в стадии загружения (рис. 3.22,6)
< = (QP5)/J6. (3.46)
Суммарные значения касательных напряжений при работе балки
под нагрузкой (рис. 3.21, а)
где Qo — поперечная сила в одном элементе при предварительном изгибе; <?р — по-
перечная сила в балке от расчетной нагрузки; So — статический момент отсекаемой
площади элемента относительно ее нейтральной оси; S — статический момент отсе-
каемой площади балки относительно ее нейтральной оси; Ь — толщина элемента или
балки в рассматриваемом сечении; J х, — момент инерции элемента относительно соб-
ственной оси; — момент инерции балки.
На'рис. 3.21, г показана суммарная эпюра.
Касательные напряжения тр при работе балки из тавров под нагруз-
кой имеют наибольшие значения в области нейтральной оси балки
(рис. 3.21, е). Следует иметь в виду, что в этой же области отмечаются
максимальные касательные напряжения под действием предваритель-
ного напряжения и нормальные напряжения а' или о’ от предваритель-
ного изгиба элементов балок. Это — неблагоприятный фактор работы
предварительно-напряженных балок рассматриваемого типа. Очевидно,
следует опасаться развития пластических деформаций в области ней-
тральной оси балки, где будут большие значения приведенных напря-
жений, которые в этом случае надо проверять.
Раннее развитие пластических деформаций в области нейтральной
оси балки при больших значениях тр может ограничить размер предва-
рительного напряжения о0 и, следовательно, сто, так как в области ней*
тральной оси касательные предварительные напряжения суммируются
с касательными напряжениями от нагрузки.
Используя предварительный выгиб элементов, можно получить эф-
фективную предварительно-напряженную бистальную балку с поясами
и стенкой из стали различных марок (рис. 3.22).
Прокатная балка из стали обычной марки (например, СтЗ) с рас-
четным сопротивлением Ro получает выгиб вверх (рис. 3.23,а). Эпюра
напряжений в этот момент показана на рис. 3.23, в. В таком положении
к ней привариваются листы из высокопрочной стали с расчетным со-
противлением После снятия усилий, вызывающих выгиб двутав-
ра, в сечении бистальной балки возникает эпюра предварительных
напряжений (рис. 3.22,г). При действии внешней нагрузки можно полу-
чить эпюру напряжений с полным использованием расчетного сопротив-
46
Рис. 3.22. Предварительное напряжение бистальной балки
Рис. 3.23. Предварительное напряжение решетча-
тых балок
а с раскосной решеткой; б — с планками
Рис. 3.24. Эпюры нормальных на-
пряжений в поясах решетчатой
балки
а — сечение балки; б — без предвари-
тельного напряжения: в — с предвари-
тельным напряжением
ления листов и двутавра (рис. 3.22,5) без развития пластических де-
формаций.
Обратным выгибом поясов можно изготовлять предварительно-на-
пряженные решетчатые балки с отношением высоты к пролету Vis—V20
(рис. 3.23). Пояса таких балок без предварительного напряжения рабо-
тают неравномерно — в их крайних фибрах напряжения раньше дости-
гают предела текучести (рис. 24,б).
Если пояса предварительно изогнуть, а затем соединить их в таком
виде решеткой или планками, то в конструкции после снятия нагрузки,
изгибающей пояса, возникнут предварительные напряжения, обеспечи-
вающие равномерное распределение напряжний по сечению поясов
(рис. 3.24, в). Обратный выгиб может быть полезен и с точки зрения
уменьшения конечных прогибов балок, играя роль строительного
подъема.
Такие балки рассчитывают как составные с упругоподатливыми свя-
зями, воспринимающими сдвигающие усилия. Предварительное напря-
жение позволяет повысить несущую способность таких балок, если
вести расчет по упругой стадии работы.
47
ГЛАВА 4. ФЕРМЫ, ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫЕ
ЗАТЯЖКАМИ
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ
Наиболее разработанный способ предварительного напряжения
ферм — предварительное напряжение с помощью затяжек из высоко-
прочных материалов. Предварительное напряжение можно успешно
применять в решетчатых конструкциях разного назначения. Наиболее
разработаны предварительно-напряженные фермы покрытия зданий.
Возможности варьирования конструктивных схем в фермах значитель-
но шире, чем в балках, и поэтому эффект применения предварительного
напряжения здесь в значительной мере зависит от рационально выбран-
ной для конкретного случая схемы фермы и затяжки, а также последо-
вательности предварительного напряжения.
По характеру размещения затяжек и их влиянию на работу кон-
струкции предварительно-напряженные фермы можно разделить на два
основных типа: фермы, у которых затяжки размещены в пределах наи-
более нагруженных стержней (рис. 4.1, а) и вызывают предварительное
напряжение только в этих стержнях; фермы, у которых затяжки разме-
щены в пределах всего пролета или части его и вызывают пред-
варительное напряжение в нескольких или во всех стержнях фермы
(рис. 4.1,6—ж).
Фермы второго типа более разнообразны по конструктивным схемам
и, как правило, более эффективны.
В фермах первого типа предварительно напрягаются только растя-
нутые стержни. Конструирование, расчет и работа таких стержней из-
ложены в гл. 2. Предварительно-напряженные фермы такого типа ра-
циональны лишь при больших пролетах и нагрузках, когда каждый из
предварительно напрягаемых стержней представляет собой отдельную
отправочную марку.
Наиболее простая схема ферм второго типа получается при устрой-
стве одной или нескольких затяжек вдоль нижнего (растянутого) пояса
(рис. 4.1,6—д'). Одна затяжка создает предварительное напряжение
в нескольких панелях пояса, вдоль которых она размещена, но другие
стержни предварительного напряжения не получают. При больших про-
летах, когда разница усилий в панелях нижнего пояса значительна, це-
лесообразно устраивать две затяжки (рис. 4.1,в). В этом случае сред-
ние панели, имеющие большие расчетные усилия от нагрузки, получают
большее разгружающее предварительное напряжение и материал в них
используется рациональнее.
При равномерном предварительном напряжении всего нижнего поя-
са одной затяжкой предварительное напряжение лимитируется несущей
способностью на сжатие наиболее гибкой панели.
Натяжение затяжек целесообразно производить на заводе или на
укрупнительной сборке. Чтобы обеспечить устойчивость пояса в процес-
се натяжения, затяжки по их длине соединяют с поясом диафрагмами
через 40—50 наименьших радиусов инерции сечения пояса. Число вет-
вей в затяжке определяется формой сечения пояса и способом предва-
рительного напряжения (рис. 4.2).
Удобнее иметь одну ветвь затяжки (рис. 4.2,6, ж, м), что уменьшает
число анкерных креплений. При необходимости иметь две ветви и боль-
ше (рис. 4.2, а—г) они должны быть размещены (Симметрично по отно-
шению к центру тяжести сечения пояса. Экономия металла в таких
48
а) д)
Рис. 4.1. Предварительно-напряженные фермы покрытий
Рис. 4.2. Сечения стержней ферм с размещением затяжек
а—н — типы
фермах достигает 10—12%. При устройстве затяжек ломаного очерта-
ния (шпренгельного типа) (рис. 4.1, ж) эффективность предваритель-
ного напряжения повышается. В этом случае натяжением одной затяж-
ки можно создать предварительное напряжение в большем* числе
стержней.
Значительно большую экономию металла (25—30%) можно полу-
чить при шпренгельной затяжке, вынесенной за пределы фермы
(рис. 4.3).
Большая экономия металла получается в результате того, что при
натяжении затяжек предварительное напряжение обратного знака по
отношению к напряжениям от нагрузки возникает как в нижнем (сжи-
мающееХтак и в верхнем (растягивающее) поясах.
4—59
49
Рис. 4.3. Фермы с затяжками, вы*
несенными за пределы габарита
а—е — очертание затяжек; д, е — объ-
единение ферм в пространственные
блоки
Рис. 4.4. Фермы типа арка с затяжкой
Недостаток конструкции с вынесенной затяжкой — увеличение габа-
рита ферм, что не всегда возможно. Кроме того, затяжка не связана
с нижним поясом фермы и не укрепляет его от потери устойчивости
при предварительном напряжении.' Это ограничивает возможности на-
тяжения затяжки до установки фермы на место и требует или произво-
дить натяжение в проектном положении ферм после постановки связей,
закрепляющих нижние пояса от потери устойчивости, или вести монтаж
спаренными фермами, соединенными на укрупнительной сборке в прост-
ранственный блок (рис. 4.3, д). Также можно создать пространственную
трехпоясную ферму, устойчивость нижнего пояса которой в процессе
предварительного напряжения будет обеспечена (рис. 4.3, е). Трехпояс-
ную систему особенно удобно выполнять из труб.
Многочисленные исследования и опыт проектирования показали, что
60
Рис. 4.5. Схема работы фермы
/ — при предварительном напряжений до
вагружения; 2 — при предварительном на-
пряжении после частичного нагружения
Рис. 4.6. Узлы ферм с прикреплением
затяжек
1 — затяжка; 2 — анкерное крепление за-
тяжки; 3 — ребра жесткости; 4 —фасонка;
5 —опорная плита
наиболее эффективны предварительно-напряженные фермы арочного
типа (рис. 4.4,в), которые имеют вспарушенный нижний пояс и прямо-
линейную затяжку по всей длине пролета. В этом случае, как и при
выносной затяжке, предварительное напряжение натяжением затяжки
создается во всех стержнях фермы. Однако габариты фермы не увели-
чиваются. Рациональность фермы во многом зависит от удачно выбран-
ного очертания, уклона поясов, схемы решетки и т. п.
Оптимальная высота ферм посередине пролета от затяжки до верх-
него пояса составляет ’/б—Vs пролета, а высота жесткой части фермы
принимается в пределах Vio—Vi2-
Нижний пояс, сжатый в процессе предварительного напряжения,
оказывается незакрепленным от потери устойчивости, поэтому, как
и в фермах предыдущего типа, затяжку приходится натягивать в про-
ектном положении ферм или создавать пространственные блоки.
Эффективность предварительного напряжения ферм в значительной
степени зависит от последовательности натяжения затяжки и загруже-
ния фермы. Натяжение затяжки в проектном положении конструкции
после передачи на ферму части или всей постоянной нагрузки, как
правило, дает больший эффект, чем натяжение до загружения ферм
(рис. 4.5). Опытное проектирование показало [13], что в фермах типа
арка с затяжкой при правильно выбранных последовательности натя-
жения и натягивающего усилия можно получить экономию стали 25—
30%. В легких предварительно-напряженных фермах (пролетом 30—
42 м) рациональны стержни из гнутых профилей ('рис. 4.2, л, «), а так-
же из замкнутого прямоугольного сечения или из труб (рис. 4.2, д, е, ж),
так как их повышенная устойчивость позволяет увеличить силу предва-
рительного напряжения.
В тяжелых фермах применяются стержни двухстенчатого
(рис. 4.2, а—г) или трубчатого сечения. Узлы ферм конструируются как
обычно, за исключением тех, в которых прикрепляются затяжки.
51
Если ферма проектируется со стержнями, отдельно предварительно-
напряженными затяжками, то каждый такой стержень в торце имеет
анкерное крепление затяжки. Это крепление должно быть компактным
и не выходить за пределы габарита стержня.
При закреплении затяжки, создающей общее предварительное на-
пряжение в стержнях фермы, усилие в затяжке получается обычно зна-
чительным и поэтому надо при конструировании укреплять узел допол-
нительными ребрами жесткости (рис. 4.6).
Особенно значительный эффект можно получить при создании пред-
варительного напряжения стальными затяжками в ферменных кон-
струкциях из алюминиевых сплавов.
Введение стальных затяжек в конструкцию из алюминиевых спла-
вов, имеющих в три раза меньший, чем у стали, модуль упругости и
значительно большую стоимость, повышает жесткость конструкции,
снижает расход металла и стоимость. Причем в предварительно-напря-
женных конструкциях из алюминиевого сплава стоимость обычно сни-
жается в большей степени, чем расход металла.
§ 2. СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ И ПОДБОР СЕЧЕНИЯ ФЕРМ
Однопролетные фермы с одиночной затяжкой являются один раз
статически неопределимой системой. В таких фермах за основную си-
стему удобнее всего принимать жесткую часть фермы с одним лишним
неизвестным — усилием в затяжке. В основной системе определяются
усилия в стержнях от полной расчетной нагрузки Мр, от монтажной
нагрузки NM, действующей до натяжения затяжки, и от единичного
усилия в затяжке ЛГр Далее выявляется наиболее нагруженный в основ-
ной системе стержень нижнего пояса (обычно одна из панелей посере-
дине пролета), который принимается за критический стержень.
Площадь критического стержня FK определяется на основе прини-
маемой для него предельной гибкости %= 120 при заданной форме по-
перечного сечения. По площади критического стержня находят предель-
ное усилие в нем
Nk=RFr. (4.1)
Расчетное усилие в любом стержне i фермы
= (4.2)
где N3 — расчетное усилие в затяжке; NPi— усилие в стержне I основной системы от
полной расчетной нагрузки; Nti — усилие в стержне i от единичной силы в за-
тяжке.
Расчетное усилие для критического стержня
RFK = NK-NiKN3, (4.3)
откуда получаем усилие в затяжке Л^3=(Лгк—RFK)/NiK (4.4)
и площадь затяжки Fa=iV3//?3. (4.5)
Здесь N« — усилие критического стержня в основной системе R и R3 — расчетные со-
противления соответственно материала стержня и затяжки.
Зная ЛГ3, по формуле (4.2) можно определить усилия и площади
сечений всех стержней фермы.
Полное усилие в затяжке N3 складывается из усилия предваритель-
ного натяжения X и самонапряжения Xi,
52
Усилие самонапряжения
V ХцКщ ,
V EFi 1
Х1 = ------ , (4.6)
lj --2_
EFt Е&Ез
где 13 и Е3 — длина и модуль упругости затяжки.
Усилие предварительного натяжения затяжки
X = ^3-Xf. (4.7)
Окончательная проверка несущей способности стержней ферм на
расчетные эксплуатационные нагрузки производится по следующим
формулам:
для стержней, у которых в основной системе усилия от расчетной
нагрузки и от натяжения затяжки имеют разные знаки:
а) сжатые стержни при расчете основной системы на эксплуатаци-
онные нагрузки:
при Np4 > Nxi
Afp.i — («2 X + *f) Кц <mq>R F6Pii', (4.8)
при yPt/ < Nxi
N^-tniX + XJNiiKmRF^-, (4.9)
б) растянутые стержни при расчете основной системы на эксплуата-
ционные нагрузки:
при Л7Р1{ > Nxt
Nv<i - (ns X + XJ Nit < mR FHT,f; (4.10)
при Npti <Nxi
- («1X + Nit < m<pR F6p,f. (4.11)
Для стержней, у которых в основной системе усилия от расчетной
нагрузки и от натяжения затяжки имеют одинаковые знаки:
а) сжатые стержни
Wp.i + («1X + Xi) Nit < m<pRF6pJ; (4.12)
б) растянутые стержни
Л^р.г+ (niX + Xi)ATft <mRFm>i. (4.13)
Прочность затяжки проверяется по формуле
niX + Xi<mR3F3. (4.14)
Для отдельных стержней, у которых в основной системе усилие от
нагрузки меньше, чем усилие от натяжения затяжки (предварительное
напряжение плюс самонапряжение), может оказаться необходимой
проверка несущей способности на действие не расчетных, а норматив-
ных нагрузок.
В формулах (4.8)—(4.14) Хн— усилие в стержне i от единичного усилия в затяжке;
Nxi — усилие в стержне i от полного натяжения затяжки; <р — коэффициент продоль-
ного изгиба, принимаемый по наибольшей гибкости.
При определении гибкости свободная длина стержней, не связанных
по длине с затяжкой диафрагмами, определяется по обычным прави-
лам. При устройстве затяжки вдоль стержня его свободная длина при-
нимается равной расстоянию между точками соединения затяжки со
стержнем. Однако учитывая, что затяжка не всегда плотно примыкает
к диафрагмам, целесообразно свободную длину принимать на 10—20%
больше расстояния между диафрагмами.
53
Кроме расчета на эксплуатационные нагрузки необходимо произве-
сти расчет на нагрузки, действующие в стадии предварительного напря-
жения.
Расход металла, так же как и стоимость фермы, зависит от усилия
в затяжке. Известно несколько методов нахождения оптимального уси-
лия в затяжке, при которых достигается минимальный расход металла
или наименьшая стоимость фермы [13].
Если в ферме п затяжек, которые натягиваются последовательно, то
при натяжении одной из затяжек усилия во всех ранее натянутых за-
тяжках изменяются. Это не относится к фермам, у которых каждый
стержень предварительно напрягается своей затяжкой, или к системам,
у которых каждая затяжка работает независимо от других. Этот во-
прос рассмотрен на стр. 18.
Обычно у однопролетной фермы бывает не более двух затяжек.
§ 3. ФЕРМЫ С МНОГОСТУПЕНЧАТЫМ
ПРЕДВАРИТЕЛЬНЫМ НАПРЯЖЕНИЕМ
В фермах из-за большой гибкости стержней нельзя дать большое
Однократное предварительное напряжение, поэтому в них особенно эф-
фективно многоступенчатое предварительное напряжение. Многоступен-
чатым предварительным напряжением можно неоднократно перераспре-
делять усилия с поясов ферм на затяжку, что позволяет значительно
уменьшить массу конструкции (см. рис. 1.8). Это относится к фермам
с выносной затяжкой или с выносным шпренгелем, у которых натяже-
ние затяжки разгружает верхний и нижний пояса.
Многоступенчатое предварительное напряжение возможно только
Рис. 4.7. К расчету ферм с многосту-
пенчатым предварительным напряже-
нием
Рис. 4.8. Зависимость нагрузки Pi от
числа циклов разных численных зна-
чений и k2
/ — ^=^2=0,8; 2 — fei = 0,6; fc2=0,8
при упругой работе конструкции и эф-
фективно при соблюдении следующих
условий:
1. Постоянные нагрузки большие и
могут быть переданы на ферму по
частям.
2. Стержни конструкции приблизи-
тельно одинаково сопротивляются рас-
тяжению и сжатию;
3. Конструктивное решение позво-
ляет осуществить предварительное на-
пряжение.
4. Наибольшие усилие от загруже-
ния и от предварительного напряжения
возникают в одних и тех же стержнях.
5. Разность напряжений в поясах
от нагрузки и от предварительного на-
пряжения должна быть возможно
меньшей.
6. Число стержней с усилиями оди-
наковых знаков от нагрузки и от пред-
варительного напряжения должно
быть минимальным. Эти стержни по
возможности должны быть растяну-
тыми.
Фермы типа арка с затяжкой (рис.
4.7) имеют конструктивную схему,
наилучшим образом отвечающую пе-
54
речисленным требованиям многоступенчатого предварительного напря-
жения. В них наибольшие усилия от загружения и предварительного на-
пряжения возникают в одних и тех же стержнях; разность напряжений в
поясах от нагрузки и от предварительного напряжения мала; число
стержней с усилиями одинаковых знаков от нагрузки и от предваритель-
ного напряжения невелико.
Если многоступенчатое предварительное напряжение начинают с на-
тяжения затяжки, то загружение и натяжение на любом этапе можно
определить по формулам:
Pi = "TZT Ki + NB) (^ (4.15)
xl = КЬ, + У,) , (4.16)
где Nf и — несущая способность на сжатие контрольных стержней верхних и ниж-
них поясов (рис. 4.7):
*, = (4-in
где и — усилие в контрольных стержнях нижнего и верхнего поясов от еди-
ничной силы в затяжке; и Л/£=1— усилие в соответствующих стержнях от еди-
ничной вертикальной нагрузки.
Суммарная нагрузка на ферму
оо
р « SPi = -—J- (WH V1 Ла)*-1. (4.18)
i=l
Суммарное усилие в затяжке с учетом самонапряжения
оо оо
=-Jb- + V xi+1 V р<- <4-19>
Z=2 /=1
где — усилие в затяжке от единичных нагрузок.
На рис. 4.8 приведены графики Р—i для численных значений пара-
метров, входящих в формулу (4.15).
Из графиков видно быстрое падение допустимой нагрузки для каж-
дого последующего этапа загружения. С уменьшением коэффициента
£1 число эффективных загружений уменьшается. Видно также, что при
многоступенчатом предварительном напряжении ферм рассматриваемо-
го типа можно ограничиться тремя-четырьмя циклами натяжений. Если
натяжение затяжки производится после первого загружения (т. е. Xi =
=0; i=2, 3, 4...), то формулы для многоступенчатого предварительного
напряжения имеют вид:
(нагрузки каждого этапа 1=2, 3, 4 ...)
загружение i-ro этапа
Р. == (N* + ЛГВ fe2) kf* kfrh (4.20)
суммарное усилие в затяжке от натяжения
оо
х' =sx‘ + <4 21>
1~2
55
Суммарная нагрузка
2Р = Р^ +
оо
<4'22)
7=Т 1=2
суммарное усилие в затяжке с учетом самонапряжения
N =Х-т^=^Р- (4.23)
Теоретическая предельная нагрузка на ферму при любом порядке
многоступенчатого
числе натяжений
предварительного напряжения и при бесконечном
(4.24)
Эффективность
п +
Эффективность многоступенчатого предварительного напряжения
повышается с увеличением значений коэффициентов k\ и k2. В фермах
арочного типа (см. рис. 4.7) для увеличения коэффициентов k\ и k2
следует уменьшать расстояния между поясами до минимума, опреде-
ляемого конструктивными особенностями и требованиями жесткости.
§ 4. ПРИМЕРЫ ФЕРМЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
1. Одной из первых крупных предварительно-напряженных кон-
струкций был ангар в Мельсброке (Бельгия), построенный по проекту
профессора Г. Маньеля (рис. 4.9). Главная двухпролетная предвари-
тельно-напряженная ферма с пролетами по 76,5 м поддерживает одно-
пролетные с консолями фермы размером пролета 49 м и консолью 17 м.
Главная ферма предварительно напряжена четырьмя наклоненными за-
тяжками, соединяющими узлы в пролетах фермы' со средней опорой.
Каждая затяжка состоит из двух пучков высокопрочной проволоки
диаметром 7 мм по 64 проволоки в пучке. Экономия металла составила
12% и стоимости 6%.
2. Двухпролетный ангар в Алма-Ате (Проектстальконструкция) пе-
рекрыт полигональными фермами с пролетами по 84 м и шагом 12 м
(рис. 4.10). Нижний пояс ферм, скомпонованный из двух швеллеров
№ 22, предварительно напрягался затяжкой из четырех пучков высоко-
прочной проволоки диаметром 5 мм по 24 проволоки в пучке. Примене-
ние предварительного напряжения снизило массу фермы на 14%.
Под руководством проф. Б. А. Сперанского запроектировано и пост-
роено несколько покрытий с предварительно-напряженными фермами
типа арка с затяжкой, в том числе конструкции покрытия здания Реф-
тинской ГРЭС и двухпролетного гаража — стоянки строительных ма-
шин.
Машинное и котельное отделения Рефтинской ГРЭС перекрыты фер-
мами арочного типа предварительно-напряженными затяжками из
двух стальных канатов диаметром 55 мм (рис. 4.11). Анкерное закреп-
ление затяжек стаканного типа с заливкой сплавом из цинка, алюминия
и меди (ЦАМ 10-5). Две фермы на укрупнительном стенде внизу соби-
рались посредством связей в пространственный блок, после чего произ-
водилось натяжение затяжек (рис. 4.12). Пространственный блок с
предварительно-напряженными фермами подавался на место монтажа
и краном устанавливался на колонны (рис. 4.13). Получена экономия
металла 18%. В покрытии двухпролетного здания гаража-стоянки
в г. Свердловске размером в плане 100X75 м применены предваритель-
56
I
2кабеля 64-Ф7мм~^\ 2кабелябЬФ7мн
76500
А
План
Рис. 4.9. Ангар для самолетов в Мельсброке
Рис. 4.10. Ангар в Алма-Ате
но-напряженные двускатные пространственные фермы пролетом 50 м
из стальных труб с затяжками из высокопрочных стальных оцинкован-
ных канатов. Трехгранные двускатные фермы с параллельными пояса-
ми и постоянной высотой 3,4 м установлены с шагом 12 м. На фермы
с шагом 3 м укладывались прогоны из швеллеров № 27, а по ним трех-
57
Узел A
Рис, 4.11. Покрытие здания Рефтинской ГРЭС
/—-затяжка из двух стальных канатов диаметром 55 мм; 2 —* стаканный анкер; 5—нижний пояс
фермы
Рис. 4.12. Уста-
новка для ук-
рупнительной
сборки блока
спаренных
ферм и натяже-
ния затяжки
а—вид сбоку; б—
вид сверху; I —
ферма; 2-затяж-
ка; 3 —гидродом-
крат; 4 — насос-
ная станция
58
Рис. 4.13. Монтаж ферм Рефтинской ГРЭС
слойные плиты сендвич с двумя обшивками из стальных оцинкованных
профилированных листов с утеплителем из пенополиуретана (рис. 4.14).
Натяжением затяжки (усилием в 550 кН) в большинстве стержней
фермы расчетные усилия от поперечных нагрузок уменьшаются пример-
но в 2 раза, а в верхнем поясе снижаются на 25—40%. Верхний пояс
запроектирован из двух труб, а нижний из одной диаметром 219 мм со
стенкой толщиной 8 мм. Масса одной фермы 12 т. По сравнению с Пер-
вым проектом покрытия из структурной плиты в осуществленном проек-
те сэкономлено 310 т сталй.
Примером комплексного применения предварительного напряжения
для нескольких элементов покрытия являются конструкции покрытия
производственного здания в Минске пролетом 42 м с подвесным много-
пролетным краном грузоподъемностью 5 т (рис. 4.15). Фермы типа арка
с затяжкой пролетом 42 м имеют шаг 6 м. Четыре подкрановые балки
из прокатных профилей, расположенные через 12 м, прикрепляются
к узлам ферм на уровне затяжки. Затяжки петлевидного типа из арма-
турной стали закрепляются в опорных узлах ферм и далее переходят
с одной стороны фермы на другую, образуя восьмерку и закрепляясь
на верхних поясах подкрановых балок.
Натяжение затяжек производилось наверху, после монтажа покры-
тия, оттяжкой их болтами на упоры, прикрепленные к верхним поясам
59
Рис. 4.14. Покры-
тие гаража — сто-
янки в Свердлов-
ске
а—разрез; б — плащ
1 — трехпоясные фер-
мы; 2 — затяжка; 3—
вертикальные связи;
4 — колонна
подкрановых балок. Оттяжка производилась закручиванием вручную
гаек болтов. Натянутые и закрепленные затяжки вызывают предвари-
тельное напряжение в стержнях фермы и в подкрановых балках. Верх-
ние пояса ферм получают растяжение, нижние — сжатие, а в подкрано-
вых балках растягиваются верхние полки и сжимаются нижние.
В г. Карлсруэ (ФРГ) построен спортивный зал пролетом 40 м, пере-
крытый предварительно-напряженными стальными фермами треуголь-
ного сечения (рис. 4.16). Нижние пояса ферм из швеллеров обжаты
затяжками из двух стержней диаметром 26 мм. Посередине пролета
ферм затяжки имеют нахлестку. Затяжки изготовлены из стали с пре-
делом текучести 80 кН/см2. Другим примером покрытия с трехпоясны-
ми предварительно-напряженными фермами является проект рыночного
павильона в Гамбурге (ФРГ) (рис. 4.17). Трехпоясные фермы из труб
пролетом 35 м поставлены с шагом 22,6 м. Нижний пояс напрягается
затяжками, размещенными в нахлестку. Железобетонная плита, уло-
женная по верхним поясам ферм, включается в их работу.
Для аэропорта в Чикаго (США) запроектирован ангар размером
127,7X60,3 м с консольными предварительно-напряженными фермами,
с вылетом консоли на 42 м (рис. 4.18). Ферма напряжена шестью за-
тяжками, поставленными по верхнему поясу. Шаг ферм 12,2 м. Все
шесть затяжек проходят только над опорами ферм, а далее по мере
уменьшения изгибающего момента к краю консоли затяжки попарно
обрываются. Затяжки выполнены из стержней диаметром 28,4 мм из
стали с пределом текучести 91,4 кН/см2 и временным сопротивлением
101,95 кН/см2. В результате предварительного напряжения вес ферм
снижен на 12%.
60
Рис. 4.15,
Предвари-
тельное на-
пряжение
ферм и под-
весных под-
крановых
балок
петлевид-
ными за-
тяжками,
натягивае-
мыми путем
оттяжки
их из пло-
скости
фермы
а—разрез; б—
план; в — де-
таль: 1 — на-
тяжной болт;
2 — затяжка;
3 — подкрано-
вая балка;
4 — под веска
Рис. 4.16. Перекрытие спортивного зала в Калсруэ
/ — трехпоясная ферма; 2— затяжки; 5—-трубчатые раскосы; 4 — нижний пояс из швеллера; 5 —
железобетонная плита; 6 — легкобетонная плита; 7 — верхний пояс из одного уголка
61
#7
Р^ЛЛА/VVVWI
35000
Рис. 4.17. Ферма покры-
тия павильона в Гамбур-
ге
а — схема; б — сечение; в —
промежуточное крепление
натяжного устройства; г —
концевое крепление натяж-
ного устройства; 1 — затяж-
ки
Рис. 4.18. Проект покрытия ангара в Чикагском аэропорту
ГЛАВА 5. ПАНЕЛЬНЫЕ И БЛОЧНО-БАЛОЧНЫЕ
КОНСТРУКЦИИ с тонколистовыми
ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННЫМИ
ОБШИВКАМИ
§ 1. ОСОБЕННОСТИ РАБОТЫ
В промышленном и гражданском строительстве широкое распрост-
ранение получили конструкции покрытий зданий в виде пространствен-
ного каркаса с обшивками из тонких предварительно натянутых лис-
тов. Обшивки могут быть с одной стороны каркаса (обычно с наруж-
ной) или с двух сторон. Преимуществами таких конструкций является:
совмещение несущих и ограждающих функций, возможность использо-
вать благодаря предварительному напряжению тонколистовую обшивку
совместно с каркасом для работы на сжимающие усилия, высокая за-
водская готовность и крупноблочный монтаж, сокращение сроков строи-
тельства. Конструкции получаются экономными по расходу металла и
технологичными в изготовлении и монтаже. Конструкция обладает по-
вышенной жесткостью, что позволяет выполнять ее меньшей высотой,
чем обычные плоскостные конструкции.
62
Повышенная жесткость обусловливается совместной работой растя-
нутой обшивки со сжатыми продольными элементами каркаса.
По статической схеме это — однопролетные балочные системы с
предварительно-напряженными элементами.
§ 2. ПАНЕЛИ ПОКРЫТИЯ ЗДАНИИ
В конструкциях покрытий и ограждений зданий применяются пане-
ли, состоящие из каркаса и тонких металлических обшивок с двух или
с одной стороны. В верхней обшивке создается предварительное напря-
жение — растяжение, что позволяет ей воспринимать сжимающие на-
пряжения при эксплуатационной нагрузке. Обшивка в этом случае сов-
мещает функции ограждаю-
щей и несущей конструкции.
Нижняя обшивка натягива-
ется конструктивно до соз-
дания гладкой поверхности.
Между верхней и нижней
обшивками размещается
утеплитель.
Применяют кровельные
панели с предварительно-
напряженными обшивками
пролетом 6—18 м. При про-
летах до 6 м они имеют кар-
кас из сплошных прокатных
или гнутых элементов (рис.
5.1,а). Каркас состоит из
продольных и поперечных
элементов, к которым при-
крепляется настил. При про-
летах 6—12 м каркас выпол-
няется решетчатым (рис.
5.1,6), а при больших про-
летах панель со сплошным
каркасом проектируется как
Рис. 5.1. Конструктивные схемы панелей
а— балочная пролетом м; б — балочная пролетом
L>6 м; в — усиленная шпренгелем с раскосной решет-
кой; г —усиленная шпренгелем с безраскосной решет-
кой
Рис. 5.2. Схемы натяжения обшивки
I — методом изгиба; II — линейное натяжение; III — натяжение рычагом; а — положение перед
натяжением; б — готовые панели; / — обшивка; 2 — каркас; 3 — натяжные болты; 4 — натяжной
рычаг
63
Рис. 5.3. Напряженное состояние панели со сплошным каркасом
а — напряжения при натяжении обшивок и нагружении; б — напряжения при воздействии распора
верхней обшивки
верхний пояс шпренгельной или ферменной системы (рис. 5.1,в,г).
Предварительно напрягать можно присоединением обшивки к изо-
гнутым элементам каркаса с последующим их выпрямлением и соеди-
нением по нейтральной оси (рис. 5.2,/), натяжением обшивки линейным
способом болтами (рис. 5.2,11) или с помощью рычага (рис. 5.2,111).
Соединять элементы каркаса между собой и прикреплять к ним обшив-
ки можно точечной сваркой, холодной клепкой или самонарезающими
болтами со специальными шайбами, обеспечивающими плотность соеди-
нения. Верхние и нижние обшивки по конструктивным соображениям,
как правило, принимают одинаковой толщины.
Напряжения в конструкции панелей со сплошным каркасом склады-
вается из трех компонентов (рис. 5.3): предварительного напряжения,
основных напряжений от расчетной вертикальной нагрузки и напряже-
ний от распора верхней обшивки, работающей под нагрузкой как мем-
брана.
Прочность конструкции проверяют по формулам:
напряжения в верхней обшивке
„ Л Х£ Mh , Н
о® = 0,9—L — -Н
1 2J Ft
(5-1)
напряжения в верхней кромке каркаса
пВ Xf + X2 X2-Xi Mh
напряжения в нижней кромке каркаса
ХТ + Х2 ,(X8-Xi).. . Mh
3 2Fs 8J3
напряжение в нижней обшивке
H[hy
Hhx h2
2J
Н
Pi
н
F'
(5-2)
(5.3)
Я3;
Г
X2 , Mh
__2_ I------
Ft 2J
Hhx h2 н
J' ~ Pi
(5-4)
где М — расчетный изгибающий момент; Н — распор в верхней обшивке при работе
ее как мембраны от вертикальной нагрузки; Х\ и Х2 — усилия предварительного на-
тяжения в верхней и нижней обшивках; и /?3— расчетные сопротивления материа-
лов обшивки и каркаса. Коэффициенты 1,1 й 0,9 учитывают перегрузки и недогрузки
предварительного напряжения в обшивках.
Значения геометрических параметров даны на рис. 5.3.
Распор верхней обшивки от нагрузки
1% a* 8Е
24 (1 —- р>?) (1 + v)
В,
(5.5)
64
Рис. 5.4. Напряженное состояние панели с решетчатым каркасом
а — напряжения при натяжении обшивок и нагружении; б — напряжения при воздействии распора
верхней обшивки
где Ро — расчетная временная нагрузка; а — расстояние между поперечными элемен-
тами каркаса; 6 — толщина обшивки.
МЛ1)2 Л R*
v==^__r + _L^2t47.^.
Усилие предварительного напряжения в верхней обшивке задается,
исходи из полного погашения им сжимающих напряжений, возникаю-
щих в верхней обшивке от нагрузки —xi^MFi/W.
Усилие предварительного напряжения в нижней обшивке
Х2 _ /?1(1-«) + ₽3
*1 • Я8
где
2^3
3 (Л3 + 26я)
« 0,35.
(5.6)
Оптимальную по расходу материала высоту каркаса можно найти из
кубического уравнения
АоПт ЛоптЬгзбя 4 р R 4 Р М , ( . )
где р=Лз/6з — отношение между высотой и толщиной стенки гнутого швеллера кар.
каса.
Предварительный подбор сечений можно производить по формулам:
• 2ЛГ м'
hRt ; . 3~ hR3 ;
2R3 + (1 — a) Ri
W = M'---3—~~ . (5.8)
RiR3
Приведенный изгибающий момент в панели
ЛГ = 1,235#Л2 + 2tM (5.9)
где
1,1(1 —а)+ 0,1+^- [1,1 (1—а) —0,1] 0,8154-0,615^-
____________________^1 Л-1
( *2 \_~ , *2
1 + -J- (1-а) 14-0,65--3-
\ j Aj
5-59
65
При выполнении каркаса из двух полущитов (рис. 5.4), соединяемых
по боковым граням решеткой (£>6 м), прочность проверяют до фор-
мулами
в Л Л Xf Mh , я п
°?"0’9 7Г—1Г + 77>0;
(5.10)
°з=— Xf + X2 1,1—-Т --1 4F, 1 fc2 Mh Л ft? — — ’ 4J" 2J J' (5.11)
а«=- . 1 *<+ Х2 ’ 4F9 Gj* а= 1,1 1 i ~ , Mh ft + 2J ' X, • Mh Hk\ Ff 2J + “ Hhy h2 H (5.12) (5.13)
1 r H pt < p> <l<3’
Оптимальная высота из условия наименьшей затраты материала по-
лучается большой—(’/в—по конструктивным соображениям
можно принимать h = (4u—Чп)^-
При вычислении распора Н в формуле (5.5) следует принимать
v= 2,3(/?8//?i).
Требуемые геометрические характеристики сечения
(5-14)
где
Ai* = 1,15Я/г + г2Л1;
X, X,
1,104-0,1+-^ (1,10-0.1) 0,93 + 0,73-2-
__________ Ли_____н______~_____________А1
+ 0,75(1 + ^}
\ Л1 / \ Л1 /
Х2 ^4-2?»
х, Яз
(5.15)
Рср — 0,75
Расчетные характеристики после подбора сечений определяют по
формулам:
F = 2Ft + 4FS; F3 « 53 (ft3 + 2&3);
F' = 4F3+Fi;
HZ =&(2F3₽ + Ft); Js= — F8(l-a);
2Fj_+4^
Fx+4F3
(5.16)
j„ , о p П , ' Ff + 2Fg
J = ft? B; h. =.--------------- ft-
!P 1 Ft + iF,
. 2f’
‘*-F,+4F,
При усилении кровельной панели шпренГелем (при L более 9—12 м)
с раскосной или безраскосной решеткой значительно увеличивается
жесткость панели и снижается расход металла. Целесообразно панель
и усиливающую шпренгельную решетку транспортировать раздельно,
собирая их в единую систему перед монтажом,
66
Рис. 5.5. Схема блочной конструкции
1 — продольные фермы; 2 — обшивки; 3 — поперечные ребра;- 4 — торцевые фермы; 5 — вертикаль-
ные связи
Рис. 5.6. Схема блочно-панельной конструкции
f — йанели верхнего и нижнего поясов; 2 — элементы решетки продольных ферм; 3 — поперечные
ребра; 4 — торцовые фермы; 5 — вертикальные связи
§ 3. БЛОЧНО-БАЛОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЙ
С ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННЫМИ ОБШИВКАМИ*
1. Компоновочно-конструктивные решения
Блочно-балочные конструкции имеют две разновидности» отличаю-
щиеся конструктивными решениями и методами изготовления [10].
Первый тип — блочные конструкции (рис. 5.5) представляют собой
пространственный каркас, на который обшивка или две обшивки (свер-
ху и снизу) натягиваются на монтажной площадке. Верхняя обшивка
образует кровельный настил, работает совместно с верхними поясами
каркаса и может совмещать функции гидроизоляционного покрытия.
Нижняя обшивка работает совместно с нижними поясами каркаса и
нужна при необходимости иметь технический этаж в межферменном
пространстве или потолок, отвечающий эксплуатационным или архи-
тектурным требованиям.
Каркас состоит из двух вертикальных ферм, соединенных попереч-
ными вертикальными связями и поперечными ребрами (прогонами) по
верхним и нижним поясам ферм. Горизонтальную жесткость в плоско-
сти поясов обеспечивают предварительно-напряженные обшивки. В тор-
• Параграф написан по материалам диссертации Г, С. Фридмана.
5*
67
цах каркаса имеются горизонтальные фермы или балки, воспринимаю-
щие усилия натяжения обшивки и передающие их на пояса ферм.
Высота вертикальных ферм в большинстве случаев ограничивается про-
возным габаритом для ферм или их отправочных элементов — 3,8 м.
Высота ферм ограничивает также пролет блочной конструкции h мак-
симум до 60 м.
Расстояние между фермами (ширина блока Ь, рис. 5.5) практичес-
ки принимается 3—6 м. Оптимальные расстояния между фермами на-
ходятся в пределах 3—12 м при диапазоне пролетов 30—120 м. С уве-
личением пролета возрастает оптимальное расстояние. При наличии
гидроизоляционного ковра поверх обшивки шаг ферм принимается
меньше, чем при совмещении обшивкой функции гидроизоляционного
ковра, что обусловливается необходимостью создания большей жестко-
сти кровли для обеспечения долговечности гидроизоляции, укладывае-
мой по обшивке. Пояса ферм работают на местный изгиб от вертикаль-
ной нагрузки, поэтому сечения их принимают или из швеллеров, или из
неравнополочных уголков с большими полками, поставленными верти-
кально. Решетка фермы проектируется из одиночных уголков, а попе-
речные ребра из швеллеров. Верхние плоскости стержней поясов ферм,
поперечных ребер, связей должны образовывать одну поверхность (быть
заподлицо) для укладки по ней обшивки.
После сборки каркаса по нему раскатывают рулоны тонколистовой
(1—2,5 мм) обшивки, натягивают ее и прикрепляют к каркасу. Толщи-
на обшивки назначается конструктивно с учетом допустимого прогиба,
требования долговечности и технологичности. Обшивка прикрепляется
к каркасу электросваркой (сплошным швом) или электрозаклепками.
Блочный тип каркаса имеет хорошие показатели по расходу металла,
однако трудоемкие работы на монтаже по предварительному напряже-
нию и прикреплению к каркасу обшивки снижают его производственные
показатели.
Второй тип — панельно-блочная конструкция состоит из верхней
и нижней панелей, соединенных в пространственный блок вертикальной
решеткой и поперечными связями (рис. 5.6). Панели работают как верх-
ние и нижние пояса блока. Нижние панели нужны при наличии подвес-
ного потолка. При небольших пролетах (до 30 м) применение панелей
по нижним поясам блоков нерационально. Тогда вместо вертикальной
решетки применяется продольная ферма; панели по верхним поясам
ферм включаются в работу блока совместно с поясами. Продольные
фермы возможны при высоте до 3,8 м.
При соединении верхних и нижних панелей вертикальной решеткой,
доставляемой на монтаж россыпью, высота блоков практически неогра-
ничена и ими могут перекрываться пролеты, как показали проектные
разработки, до 200 м.
К настоящему времени осуществлены покрытия пролетами 24—84 м.
Ширина блоков ограничивается провозными габаритами панелей до
3,8 м. Панели поступают на монтаж с полной заводской готовностью;
они состоят из плоского каркаса, обшитого с одной стороны тонкими
листами. Конструирование и расчет панелей рассмотрены в § 2. Воз-
можность заводского изготовления панелей на автоматизированных по-
точных линиях является основным преимуществом панельно-блочной
конструкции. Однако необходимость частой постановки вертикальных
ферм (связей) снижает весовые показатели конструкции. На монтаже
из панелей и отправляемых россыпью элементов решетки ферм (связей)
собираются пространственные блок-панели, шириной и длиной равные
размерам панели. Затем из блок-панелей собирается полный монтаж-
68
ный блок на весь пролет, который тем или иным способом устанавли*
вается в проектное положение. Монтажный блок при наличии соответ-
ствующего монтажного оборудования может быть шириной в несколько
панелей (см. рис. 5.10).
Таблица 5.1. Максимальные значения шага поперечных ребер
Максимальные значения а, при £, м
b, м 24 36 48 60 72 84 96 108 120
3 3,2 3,85 4,5 5 5,4 5,65 5,8 5,9 6
6 4,8 5,6 6,3 7 7,55 7,9 8,2 ,8,35 8,4
12 7,55 8,15 8,9 9,6 10 10,2 10,45 10, 7 10,8
Шаг поперечных ребер а в уровне верхних поясов должен быть не
больше размеров, указанных в табл. 5.1, полученной из условия ограни-
чения изгибных деформаций поясов ферм. Кроме того, шаг ребер дол-
жен удовлетворять условиям прочности и жесткости обшивки:
1) по прочности
2,92R0 6
а
Чо
(5.17)
2) по жесткости
при а < b
11 ,ЗЕ8
а <-------
при а> b
а < 1,84
где /?о — расчетное сопротивление металла обшивки; б — толщина обшивки; qo — при-
ложенная к верхней обшивке равномерно распределенная нагрузка, кН/м2; q$—нор-
мативная нагрузка, кН/м2; [/] — предельно допустимый прогиб обшивки; Е — модуль
упругости стали.
Шаг поперечных ребер в уровне нижних поясов обычно принимается
равным длине панели нижних поясов ферм.
По верхним поясам с неискривляющимися в плоскости обшивки поя-
сами ферм (см. стр. 00) поперечные ребра опираются в узлы ферм а=.
—а'. В блоках с искривляющимися в плоскости обшивки поясами шаг
ребер может оказаться целесообразным в 2 раза меньшим длины пане-
ли (а=0,5а')-
Оптимальные по расходу металла значения высоты h и длины а' па-
нели верхних поясов продольных ферм определяются по формулам:
h 730р -j Г u^qbL
- <ov(l-2v) У u.RnR' ’
& JJ н
где р = —— —принимаются по табл. 5.2; v, со — по табл. 5.3 в зависимости от десятич-
1,18-106 a2 «j qbp2 /?2
ного логарифма числа k=------------—-----•; v — коэффициент приведенной длины
u2v2L^/?p
69
Таблица S.2. Удельные радиусы инерции сечений стержней
Тип сечения -4- х 1 х «у X X У у
Рос 0s6 0,39 0,55
Рг/ 0,83 1,02 0,705
Pmin — — —
Продолжение
Тип сечения |У X X' У J X \y
X X У ' 1 X У x L
Pa 0,85 0,78 1,475 1,425
Pff 0,85 0,55 1,475 1,425
Pmin 0,51 0,42 1,475 1,425
промежуточных сжатых раскосов продольных ферм в плоскости наибольшей гибкости;
/?п^?р — расчетные сопротивления материалов соответственно поясов и элементов реше-
ток продольных ферм; Ra — расчетное сопротивление материалов решеток продольных
ферм, кН/см2.
Коэффициенты щ, и2, а зависят от типа решетки ферм и берутся по
табл. 5.4.
Таблица 5.3. Значения безразмерных коэффициентов
igfe 1 *-2,6 —2,4 —2,2 —2 —1,8 —1,6 —1,4 —1,2
—3 —2,8
V 0,183 0s 185 0,188 0,191 0,195 0,199 0,204 0,209 0,215 0,222
co 1,37 1,49 1,63 1,78 1,94 2,12 2,33 2,56 2,83 3,13
Продолжение
Igfe —1 —0,8 —0,6 —0,4 —0,2 —0 0,2 0.4 0,6 0,8
V (0 0,229 3,46 0,237 3,86 0,246 4,31 0,255 4,84 0,265 5,46 0,276 6,18 0,287 7,04 0,299 8,06 0,311 9,27 0,324 10,73
Если длина панели верхних поясов ферм лимитируется требования-
ми прочности и жесткости обшивки [табл. 5.1 и формула (5.17)] и бо-
70
лее чем на 30% отличается от ее оптимальной длины, то оптимальная
высота ферм при фиксированной длине панели будет
—+ А^ + Л2,
л г п, , 2,2.10« utqLbp2
где /?! == (0,5ад')2 Н----------— ,
^2 ^Р
2,93-104 a' bqLp2
^2 — ' ; , X.
U2 13 ^р
ч, /. , 1 >5ut ос2 д' 7?п \
х (L "> р
\ Кр /
2. Особенности работы и расчета*
(5.19)
Таблица 5.4. Значения коэффициентов
Тип решетки фермы «1 щ а
Треугольная 2 2 0,5
Крестовая 1 2 1
Треугольная с дополни- тельными стойками 1 1,36 1
h
Особенность работы блочных конструкций — совмещение предвари-
тельно-напряженной обшивкой функций кровельного настила и участие
ее в работе поясов ферм при полном загружении блока.
В кровельной конструкции обшивка работает как мембрана, при-
крепленная к продольным (пояса ферм) и поперечным элементам кар-
каса.
Характер работы обшивки и верхних поясов ферм на временную и
постоянную воспринимаемую ею нагрузку зависит от деформативности
в плоскости обшивки элементов продольного контура — поясов ферм.
Обычно пояса ферм смежных блоков соединяются в продольном направ-
лении нащельниками, закрывающими зазоры между обшивками смеж-
ных блоков. Нащельники в виде узкой длинной полосы укладывают на
обшивки сверху внахлестку и приваривают сплошными фланговыми
швами.
В этом случае продольные элементы контура обшивки не искривля-
ются при ее загружении и обшивку можно рассчитывать как мембрану
с прямолинейными элементами контура, а пояса ферм — не имеющими
а — с прямолинейными ребрами; б — с искривляющимися ребрами; I — пояса ферм; 2 — поперечные
ребра; 3 — обшивка
* Использованы «Рекомендации по проектированию стальных блоков покрытия с
предварительно-напряженными обшивками», составленные канд. техн, наук Фридма-
ном Г. С., МИСИ, 1979.
71
изгиба в горизонтальной плоскости (рис. 5.7, а). Если пояса ферм мо-
гут получить деформации в горизонтальном направлении, как это быва-
ет в крайней ферме покрытия, то обшивку надо рассчитывать как мем-
брану с искривляющимися в плоскости обшивки продольными кромками
(рис. 5.7,6). При h=a/b^z.0t5 искривление поясов не учитывается.
Учет искривления поясов в горизонтальной плоскости требует их
усиления. Чтобы уменьшить изгибающие моменты в горизонтальной
плоскости в поясах ферм, рациональна более частая постановка по-
перечных ребер.
Расчет элементов блочного покрытия с прямолинейными поясами
ферм. Обычно заданными являются пролет блока L, ширина блока b и
толщина обшивки б, допустимый прогиб верхней обшивки [/], интенсив-
ность равномерно распределенной нагрузки, приложенной к верхней об-
шивке qQ, кН/м2, Нормативная нагрузка, приложенная к верхней об-
шивке q$, кН/м2, полная расчетная нагрузка на покрытие q, кН/м2
(включая нагрузку в межферменном пространстве, подвесной транс-
порт, потолок и т. п.), расчетное сопротивление материала поясов /?п и
решетки /?р, ферм и обшивки Ro. Выбираются типы сечения поясов и
решетки ферм. Определяется оптимальная высота ферм h, длина панели
ферм а' по формулам (5.18) и оптимальный шаг поперечных ребер а
по формулам (5.17). Шаг поперечных ребер увязывается с размерами
длины панели ферм.
При расчете верхних элементов покрытия вначале определяется пло-
щадь сечения сжатых поясов двух ферм в середине пролета с учетом
усилий от изгиба ферм, от предварительного натяжения обшивки и от
воздействия ее на пояса как мембраны
Fn = ^15(1 +(лгшах + о,245ft Vх^а2Еб), (5.20)
где £a=I,l учитывает потери предварительного напряжения после сварки; ka =1 при
креплении обшивки без сварки; Nm&x — максимальное усилие в поясах ферм от пол-
ной нагрузки на блок ^приближенно ЛГтах = •
Расчетное предварительное напряжение обшивки о™ должно быть
не меньше величины, обеспечивающей ее устойчивость (отсутствие сжи-
мающих напряжений) при работе обшивки на сжатие совместно с поя-
сами ферм и определяется по формуле
= +061<1 _ . (5.2!)
Входящие в формулу (5.21) безразмерные параметры находят по фор-
мулам:
«а = ; 5 = 3 + «4 (*2 — 2*1 cos лф);
гп “г яо
= ф 0,32 sin лф; k2 = <р + 0,64 sin лф -J- 0,16 sin 2лф;
1 (Г aB (1 + una) 1 ч 1
Ах = —V—7-------Г Iаа О — aa) Н--5---Z— — 0,32рг2 aa (1 — aB) sin лф к
ав + ф(1—авИ L 1 —Р- J J
где р=0,3 — коэффициент Пуассона; n—a(b\ Fn — площадь поперечного ребра.
Редукционный коэффициент <р, учитывающий степень участия обшив-
ки в работе поясов, принимается при п<0,5 равным нулю, при п^5
определяется по номограмме рис. 5.8. Найденное значение <р должно
находиться в интервале (0—1); в противном случае принимается ф=0
при ф<0 и ф=. 1 при <р> 1
72
При изменении сечения поясов по длине ферм уменьшенные сечения
определяют в первом приближении из уравнения
-2 _ (N + Nm
(5-22)
')—ЪГ
где N — усилия в поясах ферм уменьшенного сечения;
= k4 а” К b8 + 0 ’2456 V^Е8 • <5 ’23)
Чтобы определить силовые факторы в элементах контура обшивки,
необходимо найти прогиб обшивки от расчетных нагрузок.
Р + 1,62/|а™- iV~ао)- (1 + М1 2м1 - = °- (5.24)
Ет| [ Ьо лот)
Безразмерные параметры, входящие в уравнение (5.24), определяют
по формулам:
т) = 1 + 2АХ + п2 (2кгАу + п2Аа);
Ь =------цоц,----- .
ав + ф (1 — ав)
1 ( Г цаа (1 + цп2) )
Av =----;---п-----Г" а* «2 + - 0,32л2 (1 - а6) sin Лф .
®д + Ф(1— “ft) I 1— И2 )
Прогиб обшивки от нормативных нагрузок, определяемых по урав-
нению (5.24), должен быть не больше допускаемого, равного 0,02 ми-
нимального размера ячейки при совмещении обшивкой функции гидро-
изоляции кровли и 0,01 минимального размера ячейки при наличии гид-
роизоляционного ковра поверх обшивки.
Сечение поперечных ребер ориентировочно назначается как для шар-
нирно опертых балок пролетом Ь, загруженных равномерно распреде-
ленной нагрузкой интенсивностью qoa.
Имея все необходимые данные, проверяют прочность поясов ферм и
поперечных ребер по наиболее напряженным волокнам от действия осе-
вого сжатия с изгибом в вертикальной плоскости по формулам:
напряжения в поясах ферм
= (5.25)
напряжения в поперечных ребрах
Oft = A/ft/Fft + Mb/Wb < Rb. (5.26
Осевые усилия Л/п и NB соответственно в поясах ферм и поперечных
ребрах равны
а л
ЛГ = __ ъ а"н ЬЬ - Na -l,23£/2j2^-; (5.27)
° 2 х а па
(тд„ _1_ 0,32n2 sin пф) „ „
Nb = UN(f> (1 — аа) — 1,23F/26 . (5.28)
а
Изгибающие моменты в поясах ферм Ма определяются по схеме балки
пролетом а, защемленной на опорах, а в поперечных ребрах Мв — по
схеме шарнирно опертой балки пролетом Ь.
5
Ма = “ТТ" v?05a2. (5.29)
Уо
1 / 4 X
Mb = — q0ab2 I 1 — — v2 . (5.30)
О \ о J
73
15
„ 3,14/6
Параметр v=-------f— ov учи-
тывает распределение вертикаль-
ной нагрузки на пояса ферм и по-
перечные ребра в соответствии со
схемами на рис. 5.9.
Напряжение в обшивке в по-
перечном направлении
Мф-Оа) ,
а« = -----н~~ +
+ Л^(л, + Лу). (5.31)
а*
Рис. 5.9. Распределение вертикальной на-
грузки ид пояса ферм и поперечные ребра
1 — пояса; 2 — поперечные ребра
Рис. 5.10. Монтаж укрупненного блока покрытия здания павильона в Минске
Для поясов во многих случаях наиболее напряженными являются сече-
ния, проходящие по узлам ферм. При расчете нижнего пояса каркаса,
работающего вместе с обшивкой, основное растягивающее усилие рас-
пределяется на обшивку и пояса ферм пропорционально их жесткостям,
при этом площадь сечения обшивки принимается равной 0,9 Включе-
ние обшивки в работу на растяжение обеспечивается ее конструктив-
ным натяжением, при котором начальные прогибы листа не превышают
15 мм в пределах размеров ячейки.
Вертикальные прогибы блоков определяются прогибами ферм по
формуле Мора
т _
75
где /7,—усилия в стержнях ферм от единичной вертикальной силы; Ц, Ft—соответ-
ственно длина и площадь сечения t-ro стержня; Npi — усилия в стержнях ферм от
внешних нагрузок.
С учетом дополнительного обжатия поясов цепными силами в об-
шивке в сжатых поясах усилия
N = — 0,5^aQ + l,23E/2-^-'| . (5.33)
\ па /
Положительные прогибы ферм от усилий натяжения обшивок в слу-
чае необходимости компенсируют строительным подъемом.
3. Примеры применения
В ЦНИИпроекстальконструцция запроектировано и осуществлено
более двадцати крупнобалочных покрытий с тонколистовыми предвари-
тельно-напряженными обшивками зданий с прямоугольным и круглым
планом гражданского и производственного назначения (в том числе с
мостовыми и подвесными кранами [10]). Одной из первых конструкций
из объемно-пространственных блоков было перекрытие павильона Вы-
ставки достижений народного хозяйства в Минске (рис. 5.10). Здание
пролетом 42 м перекрыто блочно-панельными конструкциями трапецие-
видного очертания шириной 2,6 м, высотой в коньке 2,5 м. Каждый
блок состоит из верхней и нижней пан^Ли заводского изготовления, объ-
единенных решеткой треугольного очертания из одиночных уголков.
Обшивка верхних панелей толщиной 1,6 мм. На заводе изготовлялись
сварные пространственные блок-панели длиной 10, высотой до 2,5 м,
массой около 3 т. Элементы решетки приваривались к накладным фа-
сонкам на продольных элементах каркаса панели. Завод находился
вблизи монтажной площадки, что позволило транспортировать круп-
ные блок-панели автотранспортом. На монтажной площадке заводские
блок-панели укрупняли в один монтажный блок размером в плане 12Х
Х42 м, массой 36 т и поднимали в проектное положение двумя гусенич-
ными кранами (рис. 5.10). Расход стали на 1 м2 покрытия составил
72 кг.
В Киеве построен двухпролетный ангар, перекрытый пространствен-
ными блоками с натяжением обшивки на монтаже. Ангар имеет размер
в плане 120X64 с пролетами по 60 м, высоту до низа ферм 22 м, с ша-
гом колонн в продольном направлении 6 м и подвесными кранами гру-
зоподъемностью 2X15 т (рис. 5.11).
Пролеты перекрыты пространственными блоками шириной 5,7 м,
высотой у конька 3,9, у опоры 2,1 м, пролетом 60 м с верхней и нижней
обшивками толщиной 1,2 мм. Каркас блока состоит из трех сварных
ферм, расставленных с шагом 2,85 м. Фермы имеют крестовую решетку
из одиночных уголков, пояса крайних ферм также из одиночных угол-
ков, а средней фермы из спаренных уголков. В продольном направлении
у опор торцы блоков замыкаются подстропильными фермами, а в про-
лете фермы связаны девятью рядами вертикальных связей. По верхним
и нижним поясам ферм уложены с шагом 2 м прогоны (поперечные реб-
ра) из швеллеров (рис. 5.12). Отправочными элементами завода-изго-
товителя были блоки каркаса длиной 12 м, которые на монтаже соби-
рались в полный блок пролетом 60 м и шириной 5,7 м. Обшивка
поступала на монтаж рулонами; ленты шириной 1,25 и 1,4 м раскаты-
вались поверх элементов каркаса, натягивались заданным усилием и
прикреплялись к каркасу. После установки блоков покрытия в прост-
ранственное положение вертикальные связи соединялись в месте стыков
76
1 X________X-...X-...X
X---X---X___X___1—. X
Й1
ЯМ1 I I I I! Izl, I I! I I! I I HN L_L_I1_1_II I U I Я I I 4 И/11111Г
111И! 1 r T -|r-
Г "1X1 lz>n
!Г Г Г 1 !ГхЛПП;'
1Й I I I I! I I I I! I |! I I I 1 I il I I III I I I Ш
I Ий I I
СЗ II 13 СЗ 13 СЗ СЗ СЗ СЗ СЗ СЗ СЗ
сз сз
60000
Ось симметрии
Л
/1-/1
Рис. 5.11. Блочное покрытие ангара в Киеве
й
и
с
л
Л
в
I Ш I I !
в непрерывные продольные фермы, что существенно повышало жест-
кость покрытия при действии нагрузок от подвесных кранов. Расход
стали составил 110,4 кг/м2.
Здание Олимпийского спортивного комплекса ЦСКА в Москве раз-
мером в плане 110X306 м вмещает в себя футбольное и легкоатлетичес-
кие поля с трибунами на 10 тыс. зрителей, а'также ряд спортивных
залов, бытовых и технологических помещений (рис. 5.13). Ядро в сред-
ней части здания размером в плане 110X48 м выполнено в виде много-
этажного рамного каркаса с сеткой колонн 12X12 м. Оно воспринимает
все горизонтальные нагрузки, действующие на здание в продольном на-
правлении. С обеих сторон к ядру примыкают каркасы размером H0X
XI26 м, перекрывающие залы.
Несущие конструкции покрытий залов выполнены в виде предвари-
77
00
а)
Монтажные стыки
Монтажные стыка
2000
2000
Ф2
12000
8000
12000
8000
4000
8000
12000
8000
60000
4000
12000
8000
12000
8000
Временные горизонтальные сОязи
из круглой, стали 018
Ф1
2000*15 (Р1
30000 *
6£
0Ш~
т ооои
000'0+
ооои
лп,„7 009W
9010Z
own
00099
План покрытая по верхним поясам срерм. Д-А
, 00001
ooso' ооогГ ooozr 0001Гоооб1' oaozi' ooozr ooozi' oosu
09W
м
гав
bit m
ТПП
ИШШ
i шЯ|3
ишпшешшэшП
»Bl Illi IЯИТ
ВП
IB I i l l i fgET
1HIITTH.
§1
ВЯЯЙ1!
jHIlHIkl
[ШШЮ!
hhhua
ними*
IIIIIE
_____J iMIIlb
Mint IIHIb
inimHiiniF!
inmi_______
ЗОмЖНИШЕ
№IIIMB№ !* ^ЯНК
КпПНж ^ЦИЯИК !*” ЯННЕ
а» rwwf
_____________ _______ HIMIIII
______________
•;иммн!Ъи1ми»Ф1М111Ик !*
тагт 111 зетттттгав 1111 usaiin irmi
I I I ИН I I i I 11 аы 1 111ТТЯЕГП I I I i.HE
мммЩ1м1вя^ wmipi
:! МЙЯЙЁ -.1ЧМЙ11Г. ШИМI
iiiiif iiiiaik hiiihf himbi
1Ц1№
ЕИШШ
....... (UHL
liilW
IHHIR
гаг
г®И И Г111 ЗВ I i I 111 5fill!11 15El I ITS)
iiiiwIhiihhi
inisifehwiiiiii!
Ell 11 I I IjE
□
_____...________,._-ДЗДИНЁ к * Н1ИМИ*
uaiHik iiiiHir hi>!
IIK»B№ | lllllia il»IRr шин
кймиЗЯЯЯ» ЯййЯЕ ЯННЕ fn
HHHjE TiSSuE НИНЕ SHH?
। an 11 nisi
та
QI
8шт1|?Й1Н11и»йт1МиО1иниийВ1иниы1иявни1Ш1ввяня^
>1!МИ1К llllllil
rliMli*
НИМИ*
HU 111IIITI
jjgsjgpi
>Н1И1Я11;
Hlllllll
>11яииян1|1аяяяМ11яяияИ шимиьТ1ЯМЬ|1ияяяя1|1ЯяWhj iMBiBai’ hmmii*
I _ 1Й1ИНЙЯЯ1ЙН11Ь HIMIII*
mitiiits:
iii»HlhTimH»rTnniiii:i
00Sll-^_
OOOOP'
31
ISO
1ИШ1
ooozi*e
0006
OOOU*£
DOOM
; OOSU.
*00091
ж
co
№
я
2
№
s
• я
f 7
ж
"О
54
сл
CO
л
ею
о
Рис. 5.15. Подъем монтажных блоков
тельно-напряженных объемных блоков длиной 104 м, шириной 2,5 м, в
коньке высотой 6 м, а по концам 2 м. Верхние и нижние пояса блоков
криволинейные, очерченные по дуге окружностей с радиусами /?=677 м.
Опорами блоков служат подстропильные балки пролетом 12 м, уложен-
ные по продольному ряду колонн. В поперечном направлении расстоя-
ние между колоннами 84 м. Блочное покрытие, шарнирно опираясь на
колонны, образует в поперечном направлении рамную систему проле-
том 84 м с консолями по 10 м с каждой стороны. Поперечная жесткость
конструкции надежно обеспечивается подкосной конструкцией, образо-
ванной колоннами и косоурами трибун (рис. 5.13).
Конструкция блока состоит из верхних и нижних панелей, соединен-
ных решеткой крестового очертания из одиночных уголков. Панели
размером 2,5X12 м изготовлялись на заводской поточной линии. Свар-
ной каркас панелей образован из прокатных уголковых профилей. К кар-
касу панелей прикреплялась стальная обшивка толщиной 1,5 мм с
заданным по расчету предварительным напряжением для верхних па-
нелей и конструктивным напряжением около 30 МПа для нижних.
На монтажной площадке объемные блок-панели длиной 12 м (рис.
5.14), собранные на кондукторе, подавались на сборочные стапели, где
объединялись в блоки полной длины (ПО м). Решетка присоединялась
к контурным элементам панелей на высокопрочных болтах, монтажные
стыки поясов блок-панелей сварные. Каждые два блока размером 2,5Х
XIЮ м объединялись в монтажный блок (размером 5X110 м) массой
70—100 т и на тележках скипового типа поднимались по наклонным пу-
тям на подстропильные балки, затем по подстропильным балкам лебед-
ками подвигались в проектное положение (рис. 5.15). Продольные зазо-
ры между монтажными блоками перекрывались нащельниками. Расход
стали на 1 м2 покрытия, рассчитанного на нагрузку 6,5 кН/м2, составил
107 кг.
6—59
81
ГЛАВА 6. ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННЫЕ
СТАТИЧЕСКИ НЕОПРЕДЕЛИМЫЕ КОНСТРУКЦИИ
§ 1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
В статически неопределимых конструкциях предварительное напря-
жение можно создавать натяжением затяжек или смещением опор. Вто-
рой способ целесообразнее, так как требует минимальных дополнитель-
ных затрат только при производстве монтажных работ. При этом сами
конструкции не меняют своей формы, поэтому изготовление их не отли-
чается от изготовления обычных конструкций. В некоторых случаях мо-
жет оказаться целесообразным использовать предварительное напряже-
ние одновременно затяжками и смещением опор. Статически неопреде-
лимые системы, предварительно напряженные затяжками, рассчитывают
по общим правилам строительной механики. Каждая затяжка увеличи-
вает статическую неопределимость системы на единицу. Канонические
уравнения имеют одинаковый вид для любых статически неопределимых
систем, предварительно напряженных затяжками: неразрезных балок,
рамных арочных и др.
В общем случае при п статически неопределимых системах, имею-
щих k затяжек, системы становятся (п-}-£) раз статически неопредели-
мыми. При расчете методом сил за лишние неизвестные основной систе-
мы следует принимать усилия в затяжках Xi (усилия самонапряжения
в затяжках) и выбираемые по обычным правилам усилия в лишних
стержнях системы Zt.
Канонические уравнения имеют вид:
«„X1 + 6l2X2+...+eiZiZ1+6iZ,Z2+...+Alt, = 0;
<i21 х, + в22 . + 62Z1 \ + 62Zi Z2 + ... + Д2р = 0 .
Коэффициенты при неизвестных вычисляются по обычным формулам.
Если за основную систему принимать статически неопределимую конст-
рукцию, то из уравнений (6.1) выпадают члены с неизвестными Z и ос-
танутся неизвестными лишь усилия в затяжках X.
Ответственный момент в проектировании — выбор усилий предвари-
тельного натяжения затяжек. Оптимальные усилия, при которых полу-
чается наиболее экономная по расходу материала и стоимости конст-
рукция, определяются, как правило, повторными попытками.
Как при расчете всякой статически неопределимой системы сечениями
стержней и затяжек надо задаваться предварительно. В первом прибли-
жении можно рассчитать конструкцию без предварительного напряже-
ния, подобрать сечения стержней и назначить усилия предварительного
натяжения затяжек, учитывая необходимость обеспечения устойчивости
сжатых в процессе предварительного напряжения стержней. Важно ус-
тановить последовательность предварительного напряжения и загруже-
ния конструкции постоянной нагрузкой. Во многих случаях целесообраз-
но сначала частично загрузить конструкцию постоянной нагрузкой и
затем давать предварительное напряжение; может оказаться целесооб-
разным многоступенчатое предварительное напряжение. При предвари-
тельном напряжении размером смещения опоры (или нескольких опор)
необходимо задаваться, после чего он рассматривается как дополни-
тельное воздействие на конструкцию. Направления смещения и его раз-
меры определяются из условия наиболее благоприятного перераспреде-
ления усилий в системе, вызываемого нагрузкой.
82
Рис. 6,1. К расчету неразрезной балки,
предварительно напряженной тремя за-
тяжками
$ 2. НЕРАЗРЕЗНЫЕ БАЛКИ,
ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННЫЕ
ЗАТЯЖКАМИ
Затяжки в неразрезных балках
размещают в зонах растягивающих
напряжений: в пролетах вдоль ниж-
них поясов, на опорах вдоль верх-
них поясов (рис. 6.1,а). Затяжки
могут быть непрерывными, переходя
от нижнего пояса к верхнему (рис.
6.1,6). Однако такое устройство за-
эпюраМ
iiilllili
тяжек усложняет конструкцию и на-
тяжение затяжки, поэтому чаще ста-
вят отдельные, прямолинейные за-
тяжки.
Рассмотрим для примера двух-
пролетную балку с равными проле-
тами, предварительно-напрягае-
мую тремя затяжками: двумя в про-
летах и одной затяжкой над сред-
ней опорой (рис. 6.2,а). Нагрузка
на балку распределяется равномерно.
Рассчитывая балку обычным спосо-
бом без учета работы затяжек, по-
Зпюра Mf Хр-1
эмрам
ilillllllHIllil!
лучаем эпюру моментов от нагруз- Рис. 6.2. Размещение затяжек в нераз-
ки (рис. 6.2,6). Далее рассчитыва- резных балках
ем двухпролетную балку на дейст-
вие усилий предварительного на-
пряжения в затяжках в пролете Хп и на опоре Хо. Получаем соответст-
вующие эпюры моментов и нормальных сил (рис. 6.2,в). Предположим,
что затяжки натягиваются одновременно усилиями Хп и Хо до прило-
жения нагрузки. В первом приближении усилиями Хп и Хо можно за-
даться так, чтобы изгибающие моменты, вызываемые ими в местах ан-
керовки затяжек, составляли: в пролете 25—30% максимально изгиба-
ющего момента от нагрузки в пролете, 40—50% — на опоре:
Хп = А!п/1/и (0,25-0.3),
Xo = Af0/№(0»4-0,5),.
(6.2)
где уп и уо — расстояние от затяжек до оси балки в пролете и на опоре.
Далее определяются усилия самонапряжения в затяжках от действ
вия нагрузки Р. За основную систему принимается неразрезная балка с
двумя неизвестными усилиями в затяжках Хщ и Xoi (рис. 6.2 г, д).
6*
83
Рис. 6.3. Схема двухпролетной балки
переменного сечения с затяжкой над
опорой
(6.3)
Канонические уравнения имеют
вид:
бпп Хщ. 4“ бдо *oi 4" ~ О»
®0П Хщ 4- Soo Xoj 4* &О? = О’
Перемещения бгь вычисляются пе-
ремножением эпюр, изображенных на
рис. 6,2, г, д, перемещения 6гр — пере-
множением эпюр на рис. 6.1,6 и на
рис. 6.2, г и д. Расчетные изгибающие
моменты складываются из моментов
от нагрузки Мр, усилий предваритель-
ного напряжения Хп и Хо и усилий
самонапряжения Х’щ и Хоь При подборе сечений учитываются
нормальные силы от усилий в затяжках. Длина затяжек устанав-
ливается по эпюре моментов от нагрузки так, чтобы в месте обрыва за-
тяжки сечение балки без затяжки могло воспринимать действующий
момент. В двухпролетных балках можно получить наибольший эффект
от предварительного напряжения постановкой одной прямолинейной
затяжки над опорой. Однако в балках постоянного сечения выравнить
напряжения в пролетных и в опорном сечениях натяжением затяжки
невозможно. Решающим всегда будет напряжение в нижнем поясе опор-
ного сечения. Экономия металла может составить 5—6%.
Значительную экономию металла (до 33%) можно получить при про-
ектировании двухпролетной балки с одной затяжкой над опорой и с
разными сечениями в пролете и над опорой: симметричное сечение в про-
лете (с моментом инерции 7пр) и несимметричное над опорой (с момен-
том инерции Ion) в пределах длины затяжки (рис. 6.3) ♦.
Проверка.
Напряжения в экстремальных сечениях балки проверяют по форму-
лам:
напряжения в сечении над средней опорой
^оп «а Х±Х1
«Гв.и- fon Гв < .
= 1 »2Х + Хг _ MonXi
гн.п- Fe + Fon
(6.4)
(6.5)
напряжения в пролетном сечении
^пр
^В.П— °Н.П— ур < Л, (6.6)
напряжения в месте крепления затяжки на расстоянии V от крайней
опоры:
"и „
°А,/(слева)в.п (6-')
Л4?,
°кНелева)н.п ~ у? ' -С а, (о.«)
* Вопрос этот рассмотрен в диссертации Чоудхри Махбуб Али. «Повышение эф-
фективности неразрезных стальных балок методами предварительного напряжения», вы-
полненной под руководством автора. М.., 1970.
84
^/(справа)в.п п2Х + X, ЛГ*+Х( л/ < R, (6.9)
F оп Гв
Мм n2X + Xt Л4?,+Х1 AZ (6.10)
°\z(cnpaBa)H.n ~ гн 1 F г оп < /if
напряжения в затяжке сг3 = - ’ F < *3, Г 8 (6.П)
где M”D, и Л4”п —соответствующие расчетные моменты в пролете, на расстоя-
нии Л/ от крайней опоры и на опоре; №в, — моменты сопротивления крайних фибр
опорной части сечения; Fan — площадь сечения опорной части балки; X — усилие пред-
варительного напряжения в затяжке; Xt — усилия самонапряжения в затяжке для
невыгодного опорного и пролетного загружения; и п2 — коэффициенты перегрузки
(см. стр. 17).
Из расчета двухпролетной балки переменного сечения найдены фор-
мулы для определения усилий самонапряжения в затяжке при разных
загружениях, а из условия равенства максимальных напряжений в про-
лете и на опоре получены оптимальные усилия предварительного напря-
жения в затяжке.
§ 3. НЕРАЗРЕЗНЫЕ БАЛКИ И ФЕРМЫ, ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-
НАПРЯЖЕННЫЕ СМЕЩЕНИЕМ ОПОР
1. Особенности работы и расчет
При применении неразрезных балок или ферм постоянного сечения
по длине можно смещением опор выравнить изгибающие моменты на
опорах и в пролетах и добиться уменьшения расчетного момента. Это
особенно выгодно при большой постоянной нагрузке. Разные отметки
опор нетрудно получить на монтаже с помощью подкладок. Во многих
случаях целесообразно развивать высоту балок на опорах и таким пу-
тем сосредоточить изгибающие моменты над опорами, разгружая про-
леты. Этого легко добиться, приподнимая балки над средними опорами
при помощи домкратов или прокладок.
Рассмотрим двухпролетную балку постоянного сечения по длине с
неравными пролетами /1>/2 (рис. 6.4). При загружении балки равно-
мерно распределенной нагрузкой изгибающий момент над средней опо-
рой получается по абсолютной величине больше пролетных моментов
(рис. 6.4,6). Опуская среднюю опору, можно получить эпюру дополни-
тельных изгибающих моментов с положительным моментом над опорой
7И0 (рис. 6.4, в) и таким путем добиться равенства моментов в первом
пролете и над опорой,
Mlx + -~f X1 = Моз - М01 (6.17)
к
откуда
_ (^°2 441ж)
(6.18)
где xt — расстояние от первой опоры до ординаты наибольшего момента в пролете.
Изгибающий момент над средней опорой
М°2 = -М02 + Л1о. (6.19)
85
Рис. 6.4. Регулирование моментов смещением опор в двухпролетной балке
а — схема; б — огибающая эпюра моментов от нагрузки; в — эпюра от осадки средней опоры;
г — реакция от осадки средней опоры
Рис. 6.5. Регулирование моментов
смещением опор в трехпролетных
балках
Изгибающий момент в первом про-
лете на расстоянии Xi от первой
опоры
= - Mix + M°Xf . (6.20)
ч
Изгибающий момент во втором про-
лете на расстоянии х2 от третьей
опоры
_ Л4ох2
M2X=MZX + —(6.21)
<2
Требуемое смещение средней опоры
(рис. 6.4, г)
М0-ад2/1. (6.22)
Подставляя значение Мо из (6.18), получаем
Здесь /?|2 — реакция на опоре 1 от единичного смещения опоры 2.
Основные формулы для получения одинаковых моментов на опорах
для трехпролетной балки постоянного сечения (рис. 6.5):
дополнительные изгибающие моменты на опорах
М2о — Rili, Мзо = R4I3',
реакции
Ri — ^1262 ^1363, )
— /?4262 ^4363- J
Требуемые смещения промежуточных опор получают из уравнений:
^1262 4~ R13&3 ~
Л4ЗГ)
^?42$2 + ^4363 =
*3
(6.24)
(6.25)
откуда
X ^13^30/4
02 —
(6.26)
I1I3 (Ri2,Ri3 R13R12)
I1I3 (R42R13‘ R43R12)
Если можно проектировать перазрезную балку неодинакового сече-
ния по длине, то целесообразно не выравнивать моменты, а увеличить
53 =
(6.27)
86
их на опорах путем смещения, раз-
грузив тем самым пролеты. В этом
случае сечения над опорами долж-
ны быть усилены. Усиление можно
создать увеличением высоты сече-
ния, при постоянной высоте — уси-
лением полок и стенки. Можно прй-
менить над опорой вставку из бо-
лее прочной стали и получить би-
стальную балку (рис. 6.6). Эконо-
мия металла и стоимости в таких
балках получается благодаря тому,
тго усиление требуется производить
над опорами на сравнительно не-
большой длине, в то время как в
пролете балки разгружаются и про-
ектируются более легкими на зна-
чительной длине. Исследования
[3] показали, что этим способом
можно снизить расход металла в
двухпролетных балках на 28—30% •
Еще большую экономию металла в
двухпролетных балках (32—38%)
можно получить созданием комби-
нированного предварительного на-
пряжения — поднятием средней onoj
Рис 6.6. Регулирование моментов смеще-
нием средней опоры в двухпролетной
балке переменного сечения
а — схема изменения моментов; усиление
опорного сечения балки; б — увеличением вы-
соты; в — усилением поясов; г — применением
стали повышенной прочности; 1 — эпюра мо-
ментов без предварительного напряжения; 2—
то же, с предварительным напряжением; 3 —
выгиб балки для создания предварительного
напряжения
и постановкой над ней затяжки.
2. Примеры проектирования двухпролетных
предварительно-напряженных балок
смещением опор
В здании тяжелого машиностроения под мостовые краны грузоподъ-
емностью 250/30 и 150/30 т запроектированы двухпролетные подкрано-
вые балки, предварительно напряженные регулированием отметок опор
(Харьковское отделение ЦНИИпроектстальконструкция). Балки проле-
том 12 м запроектированы с повышенной высотой на средней опоре
(рис. 6.7). Разность уровней опор, вызывающих предварительное напря-
жение в балках, создавалась на монтаже натяжением болтов на край-
них опорах до ликвидации заданного зазора в 25 мм.
При этом на. средней опоре возникает дополнительный изгибающий
момент, а в пролетах моменты уменьшаются. По расходу стали такая
предварительно-напряженная балка экономнее однопролетной балки на
22% и двухпролетной постоянного сечения без предварительного напря-
жения на 15%.
В штрипсовом отделении листопрокатного стана 2300/1700 Челябин-
ского металлургического завода поставлены двухпролетные предвари-
тельно-напряженные подкрановые балки под краны грузоподъемностью
20 т с поворотными траверсами. Балки запроектированы двухстенчаты-
ми, коробчатого сечения, из стали ВСтЗсп с одинаковой высотой в про-
лете и на опоре. Предварительное напряжение осуществлялось натяже-
нием болтов на крайних опорах до ликвидации заданного расчетом за-
зора. Балка получилась легче обычной разрезной на 25% и дешевле на
24%. При проектировании балок бистальными экономия была бы
больше.
87
Рис. 6.7. Двухпролетная подкрановая
балка, предварительно напряженная
понижением крайних опор
Рис. 6.8. Система перекрестных балок
§ 4. ПРЕДВАРИТЕЛЬНОЕ
НАПРЯЖЕНИЕ ПЕРЕКРЕСТНЫХ БАЛОК
И СТРУКТУРНЫХ СИСТЕМ *
В системах перекрестных балок
изгибающие моменты зависят от
прогибов балок. Средние балки
имеют большие прогибы и, следо-
вательно, в них возникают макси-
мальные изгибающие моменты, по
которым подбираются сечения всех
балок системы. В результате край-
ние балки имеют излишние запасы,
а)
ю □
4,711
4,9584-
3,273
40 а
50 &
а ш
---ЕШ
2,В18Ь
j—
|уф.?д,ю
61 62 63 64 65
что приводит к перерасходу мате-
риала.
перемещения узлов перекрестных балок от
Рис. 6.9. Эпюры изгибающих моментов и
равномерной нагрузки
а — изгибающие моменты; б — перемещения
В системах перекрестных балок, опертых по контуру (рис. 6.8), мож-
но изменением уровня опор балок выравнить моменты — снижение мак-
симальных изгибающих моментов в средних балках в результате повы-
шения их в крайних. Нужное изменение уровня опор балок легко полу-
чить с помощью прокладок.
Рассчитывая систему методом деформаций с фиктивными опорами
в каждом узле пересечения балок и пренебрегая влиянием кручения,
можно получить значения моментов (рис. 6.9, а), прогибов (рис. 6.9,б)
и перемещения узлов перекрестных балок от осадок опор (табл. 6.1).
Оптимальные смещения опор для системы из десяти перекрестных
балок (5X5) определяются из уравнений равенства изгибающих момен-
тов в точках пересечения средних балок (рис. 6.8):
<3 (so + А) = < (So + А) == (g0 + А) (6.28)
(ё0 + А) = (g0 + Д) = М& (g0 + Д). (6.29)
Значения изгибающих моментов в уравнениях (6.28) можно напи-
сать в развернутом виде,
__________ <6-30)
* Ягубов Б. Б. Исследование повышения эффективности работы пространственных
(перекрестных) металлических конструкций путем их предварительного напряжения.
Автореф, на соиск. учен, степени канд. техн. наук. М., 1973,
89
Таблица 6.1. Единичные изгибающие моменты и перемещения (от осадки группы
симметричных опор на Л = 1)
Изгибающий момент Перемещение узлов
М* руппа пор группа опор
1. 5, 61, 65, 10, 50, 16, 56, Д, 2, 4, 64, 64, 20, 40, 26, 46, Д2 3, 63, 30, 36, Д3 1, 5, 61, 65, 10, 50, 16, 56, Дх 2, 4, 62, 64, 20, 40, 26, 46, Д2 3, 63, 30, 36, д3
мхп —0,142 +0,1883 —0,0463 «?! 611 0,5354 0,3548 0,1098
мх12 —0,284 +0,3766 —0,0925 «2’1 612 0,2127 0,5213 0,266
^13 —0,1244 —0,3574 —0,482 613 0,1239 0,4649 0,4112
+0,1883 —0,5362 +0,3478 ^2 621 0,2127 0,5213 0,266
<2 +0,0749 —0,15 +0,0749 ^22 622 0,2874 0,425 0,2876
Л4^ —0,0382 +0,2361 —0,1978 М32 623 0,2873 0,4787 0,234
<1 —0,0925 +0,6958 —0,6033 631 0,1239 0,4649 0,4112
^32 +0,1341 —0,0766 —0,0573 ^23 6з2 0,2873 0,4787 0,234
+0,134 —0,0766 —0,0574 бзз 0,3542 0,4404 0,2054
где Мх^ и —групповые единичные моменты в рассматриваемых сечениях пере-
крестных балок от единичных осадок второй (2, 4, 62, 64, 20, 26, 40,, 46) и третьей
(3, 30, 36, 63) групп симметричных опор перекрестных балок (см. рис. 6.8 и табл. 6.1);
А2 и Д° — искомые оптимальные значения осадок групп симметричных опор, при ко-
торых будет обеспечено равенство изгибающих моментов.
Из решения уравнений (6.28) и (6.29) после подстановки в них зна-
чений формулы (6.30)
Д2 = 6,13-go-- ; Д? = 8,335 . (6.31)
2 EJ 3 EJ
Здесь go — равномерно распределенная нагрузка на балках; EJ — жесткость балки.
Значения прогибов балок от действия нагрузки и смещения опор
получились равными прогибам простой балки, что соответствует урав-
нению
g0L4 / х 2х3 х* \
24EJ \ L ~ L? + L4 / ’
(6.32)
Эта же линия изгиба повторяется и в линии, соединяющей смещенные
опоры, по контуру системы. Следовательно, для рассматриваемой сис-
темы перекрестных балок оптимальные осадки опор могут быть получе-
ны из уравнения (6.32).
Расчетные формулы для определения моментов и перемещений в уз-
лах рассматриваемой системы перекрестных балок:
для балок, параллельных оси х
мкс=~Ц'х<г-х'>
2к
2тах
А
max
(6.33)
для балок, параллельных оси у
£к
2шах
2
Лтах
6igo=18^7Z?[1 + (1-
2к
2 max
2^
max
(6.34)
90
где
z* — L?'X — 2Lx3 + x4, г? — -у— L4 — y2[~~ L2 — ;
1 1 16 2 } ’
ZV______L
max 16 ’
P~gQl — узловая нагрузка в любом узле; — прогиб плоской балки в крайнем узле
(на диагонали) в точке пересечения двух крайних перекрестных балок; zmax — макси-
мальный прогиб плоской балки (рис. 6.8).
Анализ показал, что смещением опор в перекрестных системах при
равномерно распределенной нагрузке можно получить экономию метал-
ла 10—19%, при сосредоточенной нагрузке в центре—16—26% и при
подвижной нагрузке — 6—13%.
1. Структурные конструкции
В пространственных стержневых (структурных) конструкциях, опер-
тых по контуру, при действии равномерно распределенной нагрузки уси-
лия в однотипных стержнях не одинаковы. Так как в большинстве слу-
чаев сечения однотипных стержней подбираются по максимальному уси-
лию, большинство стержней работает с недонапряжением, что приво-
дит к неэффективному использованию материала.
Напряжения в поясах структур, выполняемых в виде стержневой
плиты, зависят от кривизны плиты вдоль поясов. Так как кривизна
плиты у опорного контура меньше, то и напряжения в стержнях около
опорного контура меньше.
Изменением уровней опор, расположенных по периметру здания, мож-
но выравнить кривизну плиты вдоль поясов, создать в них предвари-
тельное напряжение, которое, как и в перекрестных системах балок (см.
п. 6.2.1), уменьшит расчетные усилия в стержнях*. При соответствую-
щем изменении уровней опор структурная плита до загружении получает
начальную кривизну, которая позволяет выравнить кривизну поясов при
загружении. Измененный уровень опор должен плавно понижаться от
углов контура к середине его сторон (рис. 6.10), что легко осуществить
установкой прокладок разной толщины.
Для расчета на ЭВМ предварительно-напряженного структурного
покрытия можно использовать имеющиеся программы расчета стержне-
вых систем. За расчетную схему принимается стержневая система с
шарнирными соединениями в узлах, загруженная узловыми вертикаль-
ными нагрузками и опорными реакциями (рис. 6.11).
Предварительно сечение стержней можно подобрать, используя при-
ближенный расчет, который сводится к определению усилий в стержнях
ферм обоих направлений, загруженных соответственно равномерными
нагрузками (рис. 6.11)
__________________________qa___ да___
\2 ’ — / /„ \2
i-и—г i + (—|
Ш \lj
Опорные реакции при условии равенства сечений однотипных элемен-
тов поясов определяют по формулам:
О.Бда^ 0,5qal2
Rl~ / Л\2 ’ 2 ~~ / /, \2
1-Н —) 1 + 1 — )
U ) \li)
* Остриков Г. М. Предварительно напряженные структурные покрытия. — Строи-
тельная механика и расчет сооружений, 1977, № 4.
(6.35)
(6.36)
91
Рис. 6.10. Схе-
ма создания
начальной кри-
визны струк-
турной плиты
регулировани-
ем уровня опор
Рис. 6.11. Рас-
четная схема
структурной
плиты
где q — расчетная равномерно распределенная нагрузка; а — расстояние между поя-
сами структуры; /1 и li — пролеты структуры.
Предварительным напряжением можно снизить расчетные усилия в
поясах на 20—25%, получить экономию металла 4—6% и унифициро-
вать сечения стержней.
Дальнейшие исследования* показали, что создавать предваритель-
ное напряжение в элементах структурных конструкций можно не только
при прямоугольном контуре их опирания, но и при других (круглом,
овальном, треугольном и т. п.) контурах. Предварительное напряжение
структурных конструкций методом изменения отметок опор можно осу-
ществить при жестком соединении стержней в узлах (сварные узлы, уз-
лы типа «Меро» и т. п.). При узлах, допускающих некоторое перемеще-
ние стержней, получить требуемую начальную кривизну поверхности
конструкции вследствие изменения уровня опор нельзя.
Весьма эффективен способ создания предварительного напряжения
* Демидов Н. Н. Повышение эффективности стальных структурных конструкций.—
Автореф. на соиск. учен, степени канд. техн. наук. М., 1976.
92
в структурных конструкциях — подкрепление их шпренгельными систе-
мами с заданным усилием в затяжках (рис. 6.13). Постановкой двух
шпренгельных систем в диагональных направлениях квадратного в пла-
не покрытия создается предварительное напряжение во всех стержнях
конструкции. Соответствующим варьированием предварительного натя-
жения затяжек и соотношениями между жесткостями затяжек и стерж-
ней структуры можно получить оптимальное решение с минимальным
расходом материала или стоимости в деле.
Результаты расчета и его эффективность зависят от последователь-
ности выполнения монтажа каркаса и натяжения затяжек. Наибольший
эффект достигается при натяжении затяжек после частичного или пол-
ного нагружения каркаса постоянной нагрузкой. В этом случае можно
увеличить усилие предварительного напряжения и, следовательно, в
большей степени разгрузить им стержни каркаса благодаря пбвышению
усилия в затяжках. Предварительное напряжение затяжками простран-
ственных систем (типа структур) имеет существенные преимущества
перед предварительным напряжением плоских систем (типа ферм). На-
тяжением всего лишь двух диагонально расположенных тросов создается
предварительное напряжение во всех стержнях системы, стоимость ра-
бот по созданию предварительного напряжения значительно ниже, чем
в покрытии с плоскими фермами, снижается расход более дорогого ма-
териала на затяжки.
Введение в конструкцию предварительно-напряженных шпренгелей
повышает жесткость покрытия и позволяет снизить высоту структурной
плиты.
Так же, как в неразрезных балках, в системах перекрестных балок и
структур можно создавать комбинированное предварительное напряже-
ние изменением уровня опор и постановкой затяжек.
Эффективна постановка горизонтальных затяжек вдоль наиболее
напряженных поясов.
2. Примеры предварительно-напряженных
структурных конструкций
Стальная решетчатая оболочка покрытия уникальной структурной
конструкции — покрытия над трибунами стадиона г. Сплит (СФРЮ)
(рис. 6.12) имеет цилиндрическую поверхность. Пролет оболочки 200 м,
конструктивная высота 2,3 м. Оболочка образована из стержней и труб
длиной 3 м; наиболее мощный стержень имеет диаметр 267 мм и толщи-
ну стенки 17,5 мм, наибольший диаметр соединительного болта в узлах
типа «Меро» 64 мм.
Для снижения усилий в стержнях использовано регулирование вер-
тикальных отметок опирания криволинейного контура оболочки. Макси-
мальное усилие в стержнях определялось несущей способностью соеди-
нительного болта в узле, диаметр которого лимитирует усилие в стерж-
не. Закон изменения отметок опирания контура найден методом
последовательного приближения.
Здание торгового центра в г. Волжском перекрыто плоской структур-
ной плитой, предварительно-напряженной двумя шпренгельными систе-
мами, расположенными по диагоналям квадратного плана* (рис. 6.13),
Каркас выполнен из стержней трубчатого сечения с соединением их
в узлах на ванной сварке. Высота структурного покрытия 2 м, размер
ячейки в плане 3 м.
* Калинин А. А., Крытановский В. Н. Большепролетное металлическое преднапря-
женное структурное покрытие. — Промышленное строительство, 1977, № 8.
93
Рис. 6.12. Предва-
рительно-напря-
женное структур-
ное покрытие над
трибунами
г. Сплит (СФРЮ)
Рис. 6.13.
Предвари-
тельно-на-
пряженное
структур-
ное покры-
тие торгово-
го Центра в
г. Волжском
а — план; б—
разрез; в —
фрагмент
структуры в
плане
»»»»
Усилие предварительного
напряжения в шпренгеле опре-
делялось как разность между
оптимальным усилием и усили-
ем самонапряжения. За опти-
мальное принималось усилие
в шпренгеле, при котором зна-
чительно снижались усилия в
поясах с достижением пример-
но одинаковых в период экс-
плуатации и на стадии предва-
рительного напряжения. На-
тяжение затяжек производи-
лось раздвижкой стоек шпрен-
геля и осуществлялось после
монтажа прогонов, настила и
кровли. Распор от затяжки пе-
редавался на нижнюю пояс-
ную сетку, которая усиливалась специальными диагональными элемен-
тами. Затяжка выполнялась из пакета высокопрочных полос (сталь
класса С 52/40). Применение предварительного напряжения снизило
расход металла на структурное покрытие и способствовало большей
унификации стержней. Снижение высоты покрытия до 2 м сократило
площадь стенового ограждения й объем здания, а следовательно, и экс-
плуатационные расходы на отопление и вентиляцию.
§ 5. РАМНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
1. Конструктивные схемы и способы создания
предварительного напряжения
В рамных конструкциях можно применять предварительное напря-
жение натяжением затяжек, смещением опор, а также одновременно
обоими способами. Рамные конструкции часто перекрывают большие
пролеты и имеют значительную постоянную нагрузку. При этих услови-
ях предварительное напряжение может быть особенно эффективным.
На рис. 6.14 показаны различные схемы однопролетных рам, пред-
варительно-напряженных затяжками, и эпюры моментов, возникающие
от предварительного напряжения.
При постановке затяжки на уровне опор рам можно получить раз-
грузку ригеля рамы (рис. 6.14, а). Натяжение затяжки действует так
же, как сила распора при загружении ригеля.
94
.^rrrrlTITIn 1111111111111 гггпттггттт^,
Рис. 6.14. Схема однопролет-
ных рам, предварительно-на-
пряженных затяжками, и эпю-
ры моментов от предваритель-
ного напряжения
Затяжку часто ставят при слабых грунтах, чтобы облегчить работу
фундаментов; дополнительным искусственным ее натяжением можно
усилить эффект распора.
Однако усилие в затяжке, разгружая ригель в пролете, увеличивает
моменты в узлах рамы и, следовательно, требует усиления стойки рамы.
Потому применение этого способа предварительного напряжения целе-
сообразно при больших пролетах и малых высотах, когда основная мас-
са металла идет на ригель. На рис. 6.14,6 показана возможность раз-
грузки ригеля в пролете и стойки натяжением вертикальных тяг, при-
крепленных к внешним узлам рамы. Обычно в плоскости вертикальных
95
Рис. 6.15. Предварительное напряже-
ние в консольно-рамных системах
Рис. 6.16. Предварительное напряже-
ние затяжками в двухпролетных ра-
мах
1 — затяжка; 2 — вставка из высокопроч-
ной стали
Рис. 6.17. Предварительное напряже-
ние рам смещением опор
тяг размещается стена; подвешивая ее к тягам, можно устранить необ-
ходимость устраивать под стеной фундамент и создать натяжение тяги
массой стены.
При вспарушенном ригеле рамы (рис. 6.14, в) горизонтальной затяж-
кой, закрепленной в узлах сопряжения ригеля со стойками, можно на-
тяжением затяжки получить эпюру моментов, разгружающую как ри-
гель, так и стойки. Однако в этом случае натяжение в затяжке должно
быть значительным. На рис. 6.14, г, д показана возможность сложным,
очертанием затяжки при соответствующей схеме рамы получить одно-
временную разгрузку ригеля и стойки. В этих схемах натяжные устрой-
ства размещены на уровне земли, что удобно. Недостаток способа —
потеря усилия натяжения от трения в местах перегиба затяжки и ус-
ложнения конструкции узлов рамы в этих местах.
Может оказаться целесообразным создавать предварительное на-
пряжение только в ригеле рамы (рис. 6.14, е, ж]. В этих случаях целе-
сообразно создавать предварительное напряжение ригеля внизу и за-
тем ставить его на заранее поставленные стойки. При натяжении риге-
ля в проектном положении узел сопряжения ригеля со стойкой должен
быть шарнирным, после натяжения затяжки его надо замыкать. На рис.
6.14 показаны решетчатые рамы; те же приемы предварительного на-
пряжения могут быть и в рамах со сплошными ригелями и стойками.
Значительного эффекта в разгрузке ригеля можно достичь, предвари-
тельно напрягая консольно-рамную систему вертикальными или наклон-
ными тяжами (рис. 6.15). Наклонные тяжи прикрепляют к фундамен-
там стойки рамы и тем самым облегчают их. Натяжение тяжей можно
создать без силовых приспособлений временным пригрузом консолей во
время монтажа со снятием его после закрепления тяжей. Усилие натя-
96
жения в вертикальных тяжах можно частично иди полностью создать
массой стены. Схемы предварительного напряжения, показанные на
рис. 6.14 и 6.15, разгружают в основном ригель и могут быть эффектив-
ны при больших пролетах и значительных вертикальных нагрузках.
В рамах с высокими стойками и большими горизонтальными нагрузка-
ми рассмотренные схемы не могут быть эффективными. В рамах с дву-
мя пролетами и больше также можно уменьшить расход металла на
ригель предварительным напряжением затяжками (рис. 6.16).
Натяжением затяжек, размещаемых на уровне опор, можно увели-
чить эффект от распор и разгрузить ригель (рис. 6.16, а). Постановкой
горизонтальных затяжек в пролете и над опорой можно снизить расчет-
ные моменты в ригеле (рис. 6.16,6). Как и в неразрезных балках, мож-
но сильно разгрузить ригель в пролете, поставив затяжку над опорой
совместно с усилением опорного сечения ригеля (рис. 6.16, в). Если по
архитектурным и эксплуатационным условиям можно промежуточные
опоры рамы выполнять из двух наклонных стоек с расположенной меж-
ду ними вертикальной затяжкой (рис. 6.16,г), натяжение затяжки
создает разгружающие моменты в ригеле и может быть уравновешено
на фундаменте собственным весом конструкции.
В рамах, как и в неразрезных балках, можно смещением опор ре-
гулировать распределение моментов в ригелях и стойках, чтобы снизить
расчетные усилия.
В однопролетных рамах смещением опор стоек в горизонтальном на-
правлении внутрь рамы можно получить дополнительный распор, кото-
рый создает эпюру моментов, разгружающую ригель (рис. 6.17, а). Воз-
действие этого смещения опор аналогично натяжению затяжки, распо-
ложенной на уровне опор (рис. 6.14,а). При смещении опор это воздей-
ствие получается проще и дешевле, так как не требует дополнительного
материала и труда на изготовление затяжки. Однако дополнительный
распор передается на фундамент и потребует его усиления, что при сла-
бых грунтах может оказаться невыгодным. При скальных и других
прочных основаниях предварительное напряжение рам смещением опор
рентабельнее, чем создание предварительного напряжения затяжкой.
В многопролетных рамах можно регулировать моменты в ригеле верти-
кальным перемещением опор стоек. Смещением средней опоры двух-
пролетной рамы вниз уменьшается момент в ригеле на опоре, что при
ригеле постоянного сечения может оказаться выгодным. Смещением
средней опоры вверх разгружается ригель в пролете и увеличивается
момент в ригеле на средней опоре (рис. 6.17,6), что при усилении сече-
ния ригеля над средней опорой, благодаря облегчению ригеля в пролете,
также может дать экономию материала.
2. Примеры проектирования и исследования
Исследована эффективность предварительного напряжения однопро-
летной рамы со сплошным сечением ригеля и стоек *. Рассмотрено два
вида предварительного напряжения: затяжкой ригеля рамы и горизон-
тальным смещением опоры всей рамы. Предварительное напряжение
создается горизонтальной затяжкой в монтажном элементе, вставляе-
мом в среднюю часть ригеля. Горизонтальная затяжка расположена в
средней части монтажного элемента (рис. 6.18). Предварительное на-
* Венков Л. В. Эффективность применения предварительного напряжения в метал-
лических сплошных рамках. Автореф. на соиск. учен, степени каид. техн. наук. М., 1973
(МИСИ им. В. В. Куйбышева).
7-59
97
'1ИИИИ111И1Ш1И'
Рис. 6Л9, Эпюра моментов в раме, пред-
варительно напрягаемой смещением опо-
ры стойки
пряжение затяжки может произво-
диться на заводе и на монтажной
площадке при укрупнительной сбор-
ке. Предварительно-напряженный
элемент ригеля соединяется с Г-об-
разными крайними элементами ра-
мы на монтаже. Эти элементы име-
ют двутавровое симметричное сече-
ние, постоянное по всей длине. Они
не имеют предварительного напря-
жения. Предварительно-напряжен-
ный элемент ригеля имеет несиммет-
ричное двутавровое сечение, рас-
считывается как внецентренно сжа-
тый стержень (см. гл. 2, п. 6).
При статическом расчете пред-
варительно-напряжениой рамы момент инерции монтажного элемента ри-
геля с затяжкой заменялся эквивалентным моментом инерции сжато-
изогнутого стержня без затяжки, для которого взаимный поворот опор-
ных сечений равен взаимному повороту опорных сечений стержня с за-
тяжкой [1]. Анализ показал, что в предварительно-напряженных ра-
мах пролетом 30—60 м можно получить экономию стали 11 —17%.
С увеличением высоты рамы экономия уменьшается и при П — 0,БЬ
применение предварительного напряжения становится малоэффектив-
ным. Процент экономии материала в бесшарнирных рамах выше, чем
в двухшарнирных.
При предварительном напряжении рамы горизонтальным смещени-
ем стойки внутрь пролета на фундаменты передается дополнительный
распор, разгружающий ригель, но дополнительно нагружающий стойки
и фундамент. Средняя, разгружаемая часть пролета ригеля проектиру-
ется в виде отдельного монтажного элемента, имеющего отличное от
крайних Г-образных элементов рамы сечение. Г-образные элементы ра-
мы рассчитываются на моменты Л412=Л411, а средняя часть ригеля рас-
считывается на момент М2 (рис. 6.19). Из расчета рамы на действие
равномерно распределенной нагрузки и горизонтального смещения опо-
ры (рис. 6.19) получены формулы для определения расчетных усилий.
98
Рйс. 6.20. Схемы
решетчатых рам-
ных конструкций,
предварительно-
напряженных за-
тяжками
Подвесная
стена
Распор
н =н _ <zL4Ml-*)42 + »)+»(3 + Wr . ___________ЗЕ.7А_________
А в ЬН [*1*2 + 3*1 (1 — ф) -4- Ззр] [*1*2 + 3*! (1 — Ф) + ЗЧ’)
(6.38)
Изгибающий момент и нормальная сила:
qL* [*! (1 - я»)* (2 + ц>) + Ч> (3—*р*) 1 _ЗЕ/гЛ0__
1 З^+З^а-^ + Зф! + £Я[*1*г + 3*1(1 -1р) + 3ф]
>О.ОУ)
qL
л,1=л’12 = ("-°'Ч)яа; М2 = МО-М1: н2 = нл
где Л] —высота поперечного сечения Г-образной части рамы; ki=J2/Ji; k2—2H/L;
M0=g£2/8.
Анализ показал, что значение параметра ip, определяющего длину
вставки ригеля^ колеблется в пределах 0,85—0,4 в зависимости от зна-
чений L, Н и До- Предварительное напряжение рам смещением опор
целесообразно применять для рам с относительно небольшой высотой
И— (0,2...0,25)L, при этом экономия металла может составить 8—12%.
При £=30 м рекомендуется До=7,5 см, при £ = 42 м До—10 см при
£=60 м До= 15 см.
На рис. 6.20 показаны различные схемы рамных решетчатых кон-
струкций, характеризующие многообразность решений. Большинство
из них запроектировано под руководством Б, А. Сперанского. На рис.
6.20, а каждый отдельный отправочный элемент стержня нижнего по-
яса ригеля рамы, работающий на растяжение, предварительно напря-
жен затяжкой. Предварительное напряжение выполняется на заводе
при изготовлении стержня.
Предварительное напряжение ригеля двухпролетной рамы конвей-
ерной эстакады (рис. 6.20, б) дало экономию стали 15% и стоимости
7*
99
Рис. 6.21. Схемы
покрытия авиасбо-
рочного цеха
а — без предвари-
тельного на п ря же-
нин; б — с предвари-
тельным напряжени-
ем
10% по сравнению с показателями ненапряженной рамы. Предвари-
тельное напряжение осуществлялось затяжками, размещенными в зо-
нах наибольших изгибающих моментов в поясах ригеля. Натяжением
наклонных подвесок, расположенных над опорами в многопролетной
конструкции (рис. 6.20, в) фермы получили в пролете разгружающее
усилие. Этот прием предварительного ..напряжения может облегчить
фермы покрытия на 15—20%. На рис. 6.20, г показан поперечный раз-
рез здания выставочного павильона в Сокольниках (Москва). Основ-
ной несущей конструкцией покрытия является рама с наклонными
стойками, что уменьшает пролет ригеля и создает у него наружные
консоли. При натяжении консолей двумя наклонными тяжами в риге-
ле рамы возникает предварительное напряжение, разгружающее ри-
гель в пролете, в результате увеличения опорного момента. При посто-
янном сечении ригеля моменты на опорах и в пролете выравнивают-
ся. Растянутые тяжи обеспечивают жесткость конструкции в
продольном направлении, заменяя вертикальные связи. В проекте
универсального промышленного здания (рис. 6.20, д) использована та
же идея разгрузки ригеля в пролете натяжением затяжками консолей.
В данном случае стойки рамы, выполненные из железобетона, постав-
лены вертикально, затяжки из стальных канатов размещаются в плос-
кости стены, вес которой через затяжку передается на консоли. Ригель
рамы запроектирован из алюминиевого сплава Д16-Т. Шаг рам 24 м.
Использование предварительного напряжения позволило значительно
облегчить массу ригеля. В проекте перекрытия малой спортивной аре-
ны на Центральном стадионе Свердловска предварительное напряже-
ние стальных решетчатых ригелей создается одной горизонтальной и
двумя наклонными затяжками (рис. 6.20,ж). Предварительное напря-
жение позволило сэкономить 23% металла.
В проекте горы разгона лыжного трамплина (рис. 6.20, е) для раз-
грузки основного пролета также использовано натяжение затяжкой кон-
соли. Пролетное строение горы разгона образовано трехгранной фермой
с трубчатыми поясами, наклонная опора плоская с предварительно-на-
пряженными стержневыми перекрестными раскосами.
Комплексное предварительное напряжение конструкций покрытия
применено в проекте сборочного цеха с верхнеподвесным транспортом
(рис. 6.21,6). Главные рамы пролетом 60 м шарнирно опираются на
железобетонные колонны. Ригель и колонны объединены в жесткую
раму стальной затяжкой ломаного очертания. Затяжка натягивается и
вызывает разгружающие усилия в ригеле (рис. 6.22, а). На рамы, по-
100
al
^8,юл
60000
Узел A
Рис. 6.22. Комби-
нированная пред-
варительно-напря-
женная поперечная
рама авиасбороч-
ного цеха
а—б — конструкция в
поперечном и про-
дольном разрезах;
& — узлы рамы
101
ставленные с шагом 24 м, опираются фермы, идущие в продольном
направлении. Фермы запроектированы перазрсзпыми и также имеют
предварительное напряжение, осуществляемое наклонными тягами,
расположенными в фонарной конструкции. На продольные фермы,
поставленные с шагом 12 м, опираются неразрезпые поперечные фер-
мы. Ригель рамы и фермы запроектированы из алюминиевых сплавов.
Затяжки рам из двух стальных канатов диаметром 55 мм, тяги про-
дольных рам из стальных стержней с фаркопфами для натяжения.
Каждый канат натягивается с земли тянущими домкратами силой
500 кН. В проекте реализовано несколько рациональных идей: сжатый
стержень колонны запроектирован из железобетона, элементы покры-
тия из легкого алюминиевого сплава, затяжки из высокопрочной стали.
Включение в работу конструкций из алюминиевого сплава стальных
затяжек увеличивает жесткость конструкции, снижает в них расчетные
усилия и частично заменяет дорогой алюминиевый сплав более деше-
вой сталью. В другом варианте конструкции ригеля и фермы запроек-
тированы из стали при тех же конструктивной схеме покрытия и спо-
собе предварительного напряжения.
Технико-экономические показатели проектных вариантов с предва-
рительно-напряженными конструкциями сравнивались с показателями
аналогичной конструкции без предварительного напряжения, приме-
няемой в строительстве (рис. 6.21, а). Как и следовало ожидать, наи-
более эффективным оказалось предварительное напряжение в конст-
рукции из алюминиевого сплава. Расход алюминия уменьшился на
31%, общая масса ригеля снизилась на 12%, общая стоимость рамы
на 70%.
В варианте из стали: усилие в стержнях нижнего пояса ригеля ра-
мы уменьшилось в 2—3 раза, в верхнем поясе — на 35% и в решетке —
на 35—40%. Масса ригеля уменьшилась на 23%, а стоимость рамы в
целом снизилась на 50%.
Предварительное напряжение продольных ферм снизило расход
стали и их стоимость на 18%.
В варианте из стали приняты обычные сечения стержней. В вариан-
те из алюминиевого сплава стержни запроектированы из прессован-
ных профилей. Конструкция узлов с креплением затяжки показана на
рис. 6.22, б.
Интересные технико-экономические показатели получены в опыт-
ном проектировании решетчатых рам пролетом 96 м, выполняемых с
применением разных способов предварительного напряжения. Проек-
тирование выполнялось в 1МИСИ им. В. В. Куйбышева под руководст-
вом Г. С. Веденикова.
В первой работе поперечная двухшарнирная рама авиасборочного
цеха, запроектированная без предварительного напряжения (рис. 6.23, а),
сравнивалась с рамой, предварительно напрягаемой затяжкой (рис.
6.23,6) и с комбинированной рамой, состоящей из защемленных в фун-
даменте железобетонных колонн и предварительно-напряженного за-
тяжками ригеля, шарнирно опирающегося на колонны (рис. 6.23,в).
Шаг рам 24 м. Стальные конструкции запроектированы из стали марки
СтЗ, бетон для колонн марки М400, для фундаментов бетон М200, за-
тяжки из стальных канатов с временным сопротивлением проволоки
19 МПа. Затяжки рамы состоят из четырех канатов диаметром 65 мм,
каждая из затяжек ферм — из четырех канатов диаметром 50,5 мм.
Предварительное натяжение затяжки снизило расход металла и сто-
имость всего на 4—5%. Облегчение ригеля погасилось утяжелением
опор, которые имеют достаточно большую высоту. Вариант с предвари-
102
тельно-напряженной фермой оказался весьма рациональным: получена
экономия стали на 42%, стоимость снижена на 36,6%. Ферма оказалась
на 38% легче ригеля рамы первого варианта. Столь значительная эко-
номия получена в результате применения предварительного напряжения
и замены металлических опор рамы железобетонными. Такая замена
эффективна лишь при применении в ригеле предварительного напря-
жения, которое обеспечивает ему необходимую жесткость и малую ме-
таллоемкость без разгружающих опорных моментов рамы. Этот пример
показывает, что при применении предварительного напряжения надо
искать новые, рациональные компоновочно-конструктивные решения.
Во второй работе рассматривались варианты предварительного на-
пряжения рамы механосборочного цеха с подвесными кран-балками
грузоподъемностью 15 т. Шаг рам 24 м.
За эталон принималась двухшарнирная решетчатая рама (рис.
6.24,а). Предварительное напряжение
уровне шарнирных опор (рис. 6.24,в),
затяжкой с изменением конструкции
опор (рис. 6.24,6) и горизонтальным
смещением опор (рис. 6.24,а). Срав-
нительные показатели вариантов при-
ведены в табл. 6.2. Лучшие показате-
ли в третьем варианте: 16,4% эконо-
мии металла и 12,5% — стоимости
(рис. 6.24,г).
Во втором варианте (конструктив
ная схема его такая же, как и в пер-
вом варианте) предварительное напря-
жение затяжкой не дало экономии ни
в расходе стали, ни в стоимости. Здесь
облегчение ригеля погасилось утяже-
лением стоек и фундаментов (из-за
увеличения распоров). В четвертом
варианте получена экономия стали на
15% и стоимости на 25%. Здесь весь
осуществлялось затяжкой на
Рис. 6.23. Схемы рам покрытия авиа-
сборочного цеха
распор (от нагрузки и принудительно-
го смещения опоры) воспринимает
фундамент, что примерно в 2,5 раза
увеличило объем бетона.
Рис. 6.24. Конструктивные схемы рам
а—г — варианты
103
Рис. 6.25. Каркас павильона транспорта в Брюсселе (Бельгия)
Таблица 6.2. Сравнение вариантов рам по стоимости и расходу стали
№ ва- рианта Стоимость рамы, тыс. руб. Предварительно-на- пряженная затяжка Фундаменты (на одну раму) Общая стоимость ра- мы с фундаментами Расход стали, %
масса, т стоимость в деле« тыс. руб. расход бетона, м3 стои- мость, тыс. руб. тыс. руб. %
1 28,4 —— — 118 2,17 30,57 100 100
2 28,3 4 1,27 120 2,2 31,77 104 101
3 23,25 4 1,27 92,4 1,7 26,22 87,5 83,6
4 24,1 — 268 4,9 29,03 95 85
Интересное решение с использованием предварительного напряже-
ния было применено в павильоне транспорта на Международной выстав-
ке в Брюсселе (1958 г.). Поперечная рама каркаса образована двумя
стойками, шарнирно соединяющимися с фундаментом и ригелем (рис.
6.25). Поперечная и продольная жесткость каркаса обеспечивается
гибкими предварительно-напряженными стержнями. Два наклонных
стержня, соединяющие стойки с ригелем, создают жесткую в попереч-
ном направлении конструкцию. По продольному ряду колонн жесткость
обеспечивается крестовыми связями. Без предварительного напряжения
гибких подкосов поперечной рамы они не могли бы работать на сжатие
и жесткость рамы не была бы обеспечена. Ригель рамы и решетчатые
прогоны кровли выполнены из алюминиевого сплава. Стойки из труб
усилены приваренными с трех сторон тавровыми профилями перемен-
ного сечения. Связи выполнены из »трех высокопрочных проволок диа-
метром 7 мм.
104
Рис. 6.26. Арка
с предваритель-
но натянутым
верхним поя-
сом
1 — гибкий пояс;
2 — затяжки
§ 6. АРОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Арки — распорные конструкции. Усилие распора создает в конструк-
ции момент, обратный моменту от нарузки и тем самым разгружающий
ее. Распор от действия нагрузки воспринимается опорами или затяжкой.
Усилить распор можно, как и в рамных конструкциях, предварительным
натяжением затяжки или смещением опор в горизонтальном направле-
нии. Целесообразность усиления распора зависит от очертания арки и
вида нагрузки.
В Одесском инженерно-строительном институте разрабатывались
арки, усиленные предварительно-напряженными стержнями из гибких
элементов (струнами) (рис. 6.26). Впервые идея создания такой конст-
рукции была осуществлена В. Г. Шуховым в перекрытии ГУМа в Москве
(по схеме I). По схеме II в ЦНИИПроектстальконструкции разработано
перекрытие стадиона Динамо в Москве пролетом 180 м.
Предварительно-напряженные струны воспринимают растянутые
и сжимающие усилия, увеличивают устойчивость и жесткость арки и
позволяют значительно облегчить ее сечение. Особенно существенно по-
вышение жесткости арки при односторонней нагрузке.
Анализ показал, что наиболее рациональной по затрате металла и
простой в конструктивном отношении является схема с точкой схода
затяжки по середине пролета. Метод расчета и оптимальные параметры
этой системы разработаны П. М. Сингаевским (ОИСИ).
105
Интересную схему предварительно-напряженной арки предложил
А. А. Воеводин.
Арка треугольного сечения имеет гибкий верхний пояс, присоединяе-
мый к ней жесткими стойками. Предварительное напряжение гибкого
пояса может осуществляться перемещением опор арок внутрь или на-
тяжением затяжки. Предварительным натяжением можно в гибком поя-
се создать растягивающее усилие больше возможного сжимающего
усилия от нагрузки. Жесткость арки значительно увеличивается, что
особенно важно при односторонней нагрузке.
В Проекстальконструкции разработана облегченная предварительно-
напряженная плита покрытия размером 12X3 м в виде арки с затяжкой.
Плита состоит из верхнего гладкого листа, уложенного на профилиро-
ванный настил. Профилированный настил укладывается на три арки с
затяжками. Сечение арок запроектировано из таврового профиля, за-
тяжка — из стержня диаметром 22 мм. Натяжением затяжки арка выги-
бается вверх и в верхнем листе возникает растяжение, превышающее
сжатие от эксплуатационной нагрузки, что дает возможность включить
лист в рабочее сечение арки.
ГЛАВА 7. ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННЫЕ
ЛИСТОВЫЕ КОНСТРУКЦИИ
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ И ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ
Конструкции в виде сплошных цилиндрических оболочек — резерву-
ары, газгольдеры, трубопроводы и агрегаты химической и металлурги-
ческой промышленности могут быть предварительно напряжены непре-
рывной навивкой на оболочку высокопрочной проволоки или ленты
(рис. 7.1). Такие оболочки работают в основном на высокое внутреннее
давление. Проволока навивается с заданным усилием, при этом оболоч-
ка получает предварительное сжатие, а проволока — растяжение. Под
действием внутреннего давления они работают совместно с полным ис-
пользованием несущей способности проволоки и оболочки.
Предварительное напряжение позволяет снизить металлоемкость и
стоимость конструкции, а в ряде случаев и трудоемкость. Снижение
расхода металла получается благодаря введению в работу высокопроч-
«7
S)
А-А
I I I ' I I
тгсги и <3 и о U' а в
7 2
д_о/п n de\ а
Рис. 7.1. Схемы предварительно-на-
пряженных листовых конструкций
а— труба; б— сосуд; # —резервуар, / —
оболочка; 2— обмотка
106
ной обмотки. Снизить трудоемкость
можно, уменьшив толщину стенок
оболочки, что упрощает заготовку и
сварку листов. В некоторых случа-
ях применение толстых листов тре-
бует сложных операций по ковке
или горячей штамповке их. Обмотка
оболочек производится на стацио-
нарных обмоточных машинах. Вер-
тикальные цилиндрические резерву-
ары большой вместимостью (более
30000 м3) можно в нижней части об-
мотать проволокой (рис, 7.1,в), что
также позволяет снизить толщину
листов и облегчить изготовление
стенки резервуара рулонным спо-
собом, Обмотка может производить-
Рис, 7.2, К расчету оболочки, предвари-
тельно напряженной обмоткой
а — диаграмма работы; б — расчетная cxejka
при отсутствии внутреннего давления; в—рас-
четная схема при действии внутреннего дав-
ления; /—ободочки в ролрцевом направлении;
2 — обмотки
ся механизмами, аналогичными тем,
которые применяют для обмотки железобетонных резервуаров.
§ 2. РАБОТА И РАСЧЕТ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-
НАПРЯЖЕННЫХ ЦИЛИНДРИЧЕСКИХ ОБОЛОЧЕК*
Работа предварительно-напряженных оболочек, испытывающих
внутреннее давление, аналогична работе предварительно-напряженного
стержня, работающего на растяжение (см. п. 2.3), Однако оболочки
испытывают двухосное напряженное состояние, Основное напряжение—
кольцевое возникает от внутреннего давления на стенки оболочки
(рис. 7.2). Напряжение в продольном направлении (меридиональное)
возникает от давления, действующего на торцовые стенки (днище)
сосуда. Кольцевые усилия воспринимаются оболочкой совместно с об-
моткой, а продольные усилия только оболочкой. Решая совместно урав-
нения, описывающие условия равновесия кольца (единичной ширины),
вырезанного из оболочки, предварительно-напряженной обмоткой, и
условия равенства кольцевых деформаций оболочки и обмотки, можно
получить расчетные формулы.
При действии предварительного напряжения (внутреннее давление
отсутствует) (рис. 7.2, б)
4- ^02^2 =0- (7.1)
При действии внутреннего давления (рис. 7.2, в)
рг = + ст26а. (7.2)
Условие равновесия усилий в продольном направлении от действия
давления на торцовые стенки сосудов
Условие равенства кольцевых деформаций оболочки и обмотки
1 1
— 1 (— Ooi + от) — 1 = — (Оа — Чоа); (7.4)
в уравнениях (7.1) — (7.4): 61 — толщина оболочки; 62—f/t — приведенная толщина
обмотки (где f — площадь поперечного сечения проволоки; t — шаг витка проволоки);
г —радиус оболочки; £ь £а — модули упругости материалов оболочки и обмотки;
* По материалам диссертации С. М. Астряб, выполненной под руководством автора.
107
р, — коэффициент Пуассона материала оболочки; р — внутреннее давление; <yOi> О02 —
кольцевые предварительные напряжения в оболочке (сжатие) и обмотке (растяжение);
Оь гг2— кольцевые напряжения в оболочке и обмотке при загружении; — продоль-
ные напряжения от внутреннего давления.
Решая совместно уравнения (7.1) — (7.4), получаем формулы для
определения напряжений в оболочке и обмотке:
к \ 26• /
<h =-----а + *>1; (7-5)
Of “Т
Л н \
mpr 1-----—
\ 2
где m = E2/Ei.
В формулах (7.5) и (7.6) величины, взятые в скобки, учитывают
влияние продольных напряжений az. Анализ показал, что учет продоль-
ных напряжений приводит к незначительному увеличению толщины
оболочки и уменьшению толщины обмотки — погрешность в определе-
нии напряжений не превышает 4—5%. Если принять oz=0, то
mpr
2 61 + т63 °* 62
(7-7)
(7-8)
Исходя из уравнений (7.7) и (7.8),'пренебрегая влиянием сгг и зада-
ваясь напряженным состоянием элементов конструкции при рабочем
давлении р таким образом, что кольцевые напряжения в оболочке бу-
дут равны R\, а напряжения в обмотке R2, получаем расчетные форму-
лы для определения требуемой толщины оболочки и обмотки:
R1
\ К1 I
(7.9)
s« = . (7.10)
‘ Нг + Ф*-”)
\ /
где k=R2/Rx—отношение расчетного сопротивления материала обмотки к расчетно-
му сопротивлению материала оболочки.
Сравнивая формулы (7.9) и (7.10) с формулами (2.5) и (2.6), полу-
ченными для растянутого стержня, можно установить, что работа тон-
костенного цилиндра, предварительно напряженного обмоткой, аналогич-
на работе растянутого стержня, предварительно напряженного затяж-
кой, с сохранением всех выявленных при анализе работы растянутого
стержня закономерностей (см. гл. 2).
Применяя цилиндрические оболочки, предварительно напряженные
высокопрочной проволокой или лентой, можно снизить .расход материа-
ла примерно на 50% (рис. 7.3, а) и стоимость стальных оболочек на
40% (рис. 7.3,6).
В оболочках из алюминиевого сплава эффективность предваритель-
ного напряжения стальной проволокой выше, причем процент снижения
стоимости получается больше, чем процент снижения массы металла
108
(рис. 7.3,5). Это объясняется более
низким модулем упругости и более
высокой стоимостью алюминия по
сравнению со сталью.
§ 3. ПРОВЕРКА УСТОЙЧИВОСТИ
ОБОЛОЧКИ
Предварительно-напряженная
оболочка при отсутствии внутренне-
го давления испытывает радиаль-
ные сжимающие напряжения, кото-
рые при достижении критической
величины приведут к потере устой-
чивости оболочки (рис. 7.4). Обмот-
ка сдерживает деформации оболоч-
ки и критические напряжения обо-
лочки от обжатия ее обмоткой вы-
ше, чем критические напряжения
при внешнем гидростатическом дав-
лении на оболочку (рис. 7.4, а), и
форма деформации при потере
устойчивости также другая (рис.
7.4,5).
Радиальные перемещения обо-
лочки стеснены обмоткой, которая
препятствует ее деформированию и
тем самым повышает устойчивость
оболочки. Если кольцевое сечение
Рис. 7.3. Эффективность применения
предварительного напряжения в оболоч-
ках
а — по массе металла; б — по стоимости;
— 1 — стальные оболочки; т-3 — алюминиевые
оболочки
Рис. 7.4, Формы потери устойчивости ци-
линдрической оболочки
а — без предварительного напряжения; б — с
предварительным напряжением; / — недефор-
мированный контур; 2—4—формы деформации
оболочки начинает искривляться, принимая форму эллипса, нагрузка от
натяжения нити станет возрастать там, где будет увеличиваться кривиз-
на и, наоборот, уменьшаться там, где кривизна уменьшается. Разность
нагрузки восстановит круговую форму кольца.
Чтобы круговая форма кольца не восстановилась, необходимо дать
кольцу некоторое местное искривление, т. е. чтобы на некотором участ-
ке кольцо отделилось от нити (рис. 7.4,5).
Такое искривление может быть при наличии начальных вмятин обо-
лочки, неровностей поверхности и других дефектов. Задача определе-
ния критического напряжения в оболочке, обжатой обмоткой, решалась
многими учеными. Рассматривалось кольцо, нагруженное одним витком
натянутой проволоки. На основе такого приближенного подхода различ-
ными методами получено несколько решений.
Близкие по значению критические напряжения получены в форму-
лах Ч. Эймера:
Е
<ткр — 0,485
б1б2
(7.П)
и Э. Рамазанова
Ei 1 / т
акр = 0,605 —— I/ ----- 6А , (7.12)
f 9 1 {Л
где пг — Е21Ех\ ц— коэффициент Пуассона для упругой стадии работы; р,=0,3.
В этих формулах критические напряжения получены с учетом жест-
кости оболочки и обмотки.
Эксперименты показали, что фактические критические напряжения
109
a) 5)
\ cTz-эквивалент-
ная толщина
Жв 6) г)
Рис 7.5. К опреде-
лению оптималь-
ных параметров
вертикального
предварительно-
напряженного ре-
зервуара
а — вид на стенку
резервуара; б — раз-
рез стенки; в — рас-
пределение по высо-
те приведенной тол-
щины обмотки При
перемещенном шаге
обмотки; ё — распре-
деление приведенной
толщины обмотки
при постоянном ша-
ге, принятые в рас-
чете
выше получаемых по формулам (7.11) и (7.12). Однако возможные на-
чальные несовершенства в конструкции могут значительна снизить кри-
тические напряжения.
§ 4. ОПТИМАЛЬНЫЕ ПАРАМЕТРЫ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННОГО
ВЕРТИКАЛЬНОГО ЦИЛИНДРИЧЕСКОГО РЕЗЕРВУАРА
Стенки вертикальных цилиндрических резервуаров могут быть уси-
лены предварительно-напряженной обмоткой в нижней своей части, где
возникают наибольшие радиальные усилия (см. рис. 7.1,в).
Для таких резервуаров найдены оптимальные параметры: высота
резервуара И, высота обмотки h, толщина стенки резервуара 61 и при-
веденная толщина обмотки 62.
Так как стенки резервуара и обмотки выполняются из стали разных
марок (стоимость их различна), то оптимальная высота корпуса долж-
на определяться из условия минимума стоимости резервуара.
Рассматривалась конструкция корпуса резервуара, выполненная по
схеме (рис. 7.5). Толщина стенки и приведенная толщина обмотки ре-
зервуара определяется в соответствии с формулами (7.9) и (7,10):
л _ пу11г
1
k — wjf-—- h ij
-------V ........ < . ?
\ /
(7.13)
nyllr_______________________
\ Rt /
(7.14)
где m, — коэффициент условий работы корпуса резервуара; п — коэффициент пере-
грузки гидростатического давления; у — удельный вес продукта в резервуаре.
Толщина стенки на уровне верха обмотки из условия прочности
6f = (nyhsr)/(miRi). (7.15)
где hB — высота стенки до обмотки.
* По материалам диссертации Э. Б. Рамазанова, выполненной под руководством
автора.
110
Откуда, подставляя 6j из (7.11),
k — т —j- 1 'j
hB - Н --------”1------(7.16)
( I 1 \ .
-т—+ 1 (fe — т)
\ /
и
t ао1
Я--------------------------------------------
hK = Н -------. (7.17)
/ а01 111/1. \
+ 1 (* — т)
\ /
Стоимость резервуара складывается из стоимости стенки, обмотки,
днища и покрытия
С = 2лгус (6j/tH Ci Н" 6ср hB Н — Лд с2) "Ь ci> (7* 18)
\ * /
где ус — удельный вес стали; с, и с2 — стоимость 1 т металла оболочки резервуара и
1 т высокопрочной проволоки; А — суммарная толщина днища и покрытия.
Подставляя в уравнение (7.18) значения параметров из уравнений
(7.13), (7.14), (7.16), (7.17) и обозначив c2/ci=/ после дифференциро-
вания по Н и приравнивая полученное значение нулю, получаем наивы-
годнейшую высоту резервуара с предварительно-напряженным кор-
пусом:
Н 1 /7 1оч
^ОПТ — I/ л 9 V •
г пу А
2 _ т (а + 1)] f* (а + Р) — /ир (а + 1)] + ka?l
где А =----------------------------5-----------------:
(k — т)2(а4- 1)2
₽
<?ср
₽1
^01
Ri
а _
При отсутствии предварительного напряжения, т. е. при а=0 полу-
чаем наивыгоднейшую высоту резервуара с переменной толщиной
стенки,
T1f ____
£1 опт
m^jA
ny
1
2₽ ’
(7.20)
Анализ формулы (7.19) показывает, что с ростом предварительного
напряжения и класса стали для стенок резервуара оптимальная высота
резервуара увеличивается. Оптимальная высота резервуара вмести-
мостью свыше 30 000 м3 * с обмоткой на 15—45% больше высоты резер-
вуаров обычной конструкции и достигает 27 м.
В настоящее время высота резервуаров ограничивается 18 м, что
определяется возможностями оборудования для рулонирования кон-
струкции и противопожарными требованиями. При освоении рулониро-
вания более широких полотйищ и разработки более эффективных
средств пожаротушения высота резервуаров может быть увеличена.
Применение предварительно-напряженных резервуаров с увеличен-
ной высотой даст экономию не только металла и стоимости, но и позво-
лит сократить площадь нефтебаз.
§ 5. ОПЫТНОЕ ПРОЕКТИРОВАНИЕ
На кафедре металлических конструкций МИСИ им. В. В. Куйбыше-
ва в опытном порядке разработано несколько типов резервуаров и ап-
паратов, предварительно напряженных обмоткой.
Ш
V = fyDO 80DOM'
Рис. 7.6. Негабаритный вертикальный
разрез с предварительно-напряжен-
ным корпусом для хранения аммиака
под давлением 2 МПа
Совместно с ГИАП запроектиро-
вана серия резервуаров для хране-
ния аммиака под расчетным давле-
нием 2 МПа объемом 100—8000 м3
(рис. 7.6). Конструкция резервуаров
состоит из цилиндрического корпу-
са, предварительно напряженного высокопрочной проволокой, с полу-
сферическими днищами. Резервуары объемом до 200 м3 могут быть га-
баритными для железнодорожных перевозок, полностью изготовленны-
ми на заводе с выполнением обмотки на стационарном заводском
оборудовании. Резервуары больших объемов негабаритные, корпус из-
готовляется рулонированием, обмотка может производиться обмоточной
машиной типа АНМ, применяемой для обмотки железобетонных резер-
вуаров. Обмотка корпуса позволяет делать толщину цилиндрической
стенки резервуара и сферических днищ одинаковой.
Для обмотки принята высокопрочная проволока диаметром 5 мм,
для корпуса сталь разных классов прочности в зависимости от объема
резервуара. Технико-экономический анализ показал, что предваритель-
но-напряженные резервуары по сравнению со сферическими того же
объема экономичнее по расходу стали (до 15%) и более просты в изго-
товлении.
Запроектирован аппарат высокого давления высотой 15 м, диамет-
ром 8 м и рабочим давлением 30 МПа (рис. 7.7). Наиболее целесооб-
разным из рассмотренных вариантов оказался аппарат с цилиндричес-
ким корпусом, предварительно напряженным навивкой высокопрочной
112
проволокой, со съемной крыш-
кой и глухим днищем, соеди-
ненными 12 тягами. Натяжение
тяг обеспечивало герметичное
соединение днища и крышки с
корпусом. Тяги воспринимают
80 % продольного усилия, раз-
гружая корпус, а также крыш-
ку и днище.
Стенка цилиндрического
корпуса, запроектированная из
стали класса С70/60 толщиной
50 мм, усилена 57 слоями вы-
сокопрочной проволоки диа-
метром 5 мм, наматываемой с
заданным натяжением. Толщи-
на обмотки 250 мм. Предвари-
тельное напряжение в стенке
при расчете по разным вариан-
там колебалось от 266 до
475 МПа. Общая масса аппа-
рата 1811 т (в том числе масса
высокопрочной проволоки
755 т). Аппарат с предвари-
тельно-напряженным корпусом
оказался на 35—45 % легче
Рис. 7.8.
Вертикаль-
ный резер-
вуар с пред-
варительно-
напряженной
стенкой
/—стенка; 2-^
покрытие; 3 —
понтон; 4—об-
мотка; 5 —
приемно-раз-
даточные пат-
рубки
других возможных конструк-
тивных решений. Толщина корпу-
са без предварительного напря-
жения обмоткой 500 мм, что прак-
тически было бы невыполнимо.
Чтобы выявить технико-экономи-
ческие показатели, были запроек-
тированы вертикальные резерву-
ары объемом 30—50 и 100 тыс. м3
с предварительно-напряженной
стенкой (рис. 7.8). Помимо эко-
номии стали предварительное на-
Таблица 7.1. Снижение удельной стоимости,
%, предварительно-напряженного
рулонированного корпуса резервуара
по сравнению с однослойным корпусом
Объем резер вуара, м3 Сталь класса
С38/23 С46/33 С60/45
30000 21,1 11,3* 11,2*
50000 37,5 23,7 10,5*
100 000 — 41 18,8
Пряжение стенки В НИЖНИХ поясах * Для рулояирования корпуса, остальные прв
г полистовой сборке.
резервуара дает возможность при ₽
больших объемах резервуара
снизить его толщину до 16—18 мм, что позволяет выполнить стенку ме-
тодом рулонирования. Резервуары проектировались с применением ста-
ли классов С38/23, С46/33 и С60/45 с толщиной стенки не более 16 мм.
При снижении толщины стенки в пределах обмотки до 14—12 мм общий
расход металла на стенку значительно сокращается (с некоторым по-
вышением расхода металла на обмотку). Обмотка нижних поясов стен-
ки принята высокопрочной проволокой диаметром 5 мм с расчетным
сопротивлением /?=950 МПа. Толщина корпуса постоянна в пределах
высоты обматываемой зоны, обмотка же при переходе от нижних к
верхним поясам уменьшается в диаметре или же делается более разре-
женной. Толщина стенки резервуара выше обмотки принималась из
условия ее устойчивости одинаковой в предварительно-напряженных
резервуарах и без предварительного напряжения.
В табл. 7.1 приведены технико-экономические показатели по эконо-
8-59
113
мии металла, трудоемкости и стоимости предварительно-напряженных
резервуаров по сравнению с резервуарами без предварительного напря-
жения. Из таблицы видно, что удельная экономия по всем показателям
повышается с увеличением объема резервуара и становится меньше
с переходом на стали более высокой прочности.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Беленя Е. И. Предварительно-напряженные несущие металлические конструк-
ции. М., Стройиздат, 1975.
2. Беленя Е. И., Астряб С. М., Рамазанов Э. Б. Предварительно-напряженные ме-
таллические листовые конструкции. М., Стройиздат, 1979.
3. Бирюлев В. В., Крылов И. И. О работе неразрезных двухпролетных предвари-
тельно-напряженных стальных балок в упруго-пластической стадии. — Изв. вузов.
Сер. — Стр-во и архитектура, 1971, № 9.
4. Вахуркин В. М. Предварительное напряжение стальных конструкций (область
применения и основные направления развития) — Сб. тр./МИСИ им. Куйбышева. М.,
1962, № 43. Металлические конструкции.
5. Воеводин А. А. Устойчивость предварительно-напряженной шпренгельной стой-
ки.— Труды/НИИР. М., 1970, вып. 2.
6. Гайдаров Ю. В. Предварительно-напряженные металлические конструкции. М.,
Стройиздат, 1971.
7. Мельников Н. П. Современное состояние и перспективы развития предваритель-
но-напряженных металлических конструкций. — Труды III Международной конферен-
ции по предварительно-напряженным металлическим конструкциям. М., 1971.
8. III Международная конференция по предварительно-напряженным металличе-
ским конструкциям. — Доклады/Л., 1971.
9. Металлические конструкции. Справочник проектировщика, 2-е изд./Под ред.
Н. П. Мельникова. М., Стройиздат.
10. Металлические конструкции большепролетных покрытий/ЦИНИС. — Сер. Стр-во
и архитектура. Обзорная информация, М., 1979, вып. 8.
11. Облегченные конструкции. М., Госстройиздат, 1963.
12. Руководство по применению стальных канатов и анкерных устройств в конст-
рукциях зданий и сооружений/НИИСК Госстроя СССР. М., Стройиздат, 1978.
13. Сперанский Б. А. Решетчатые металлические предварительно-напряженные кон-
струкции. М., Стройиздат, 1970.
14. Трофимович В. В., Пермяков В. А. Проектирование предварительно-напряжен-
ных вантовых систем. Киев, Буд1вельник, 1970.
15. Ференчик П., Тохачек М. Предварительно-напряженные стальные конструкции.
Пер. с нем, М., Стройиздат, 1979.
РАЗДЕЛ II. СТРОИТЕЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
ИЗ АЛЮМИНИЕВЫХ СПЛАВОВ
ГЛАВА 8. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА
АЛЮМИНИЕВЫХ КОНСТРУКЦИИ
§ 1. ОСОБЕННОСТИ КОНСТРУКЦИЙ
ИЗ АЛЮМИНИЕВЫХ СПЛАВОВ
Конструкции из алюминиевых сплавов обладают общими для метал-
лических конструкций достоинствами: индустриальность изготовления,
транспортабельность, сборность, возможность осуществления монтажа
крупными блоками, разборность, долговечность и надежность в эксплу-
атации.
Алюминиевые конструкции являются наиболее легкими, даже по
сравнению со стальными, поскольку отношение расчетного сопротивле-
ния к объемной массе при одинаковой прочности сопоставляемых мате-
риалов у алюминия * примерно в три раза выше, чем у стали. Сниже-
ние собственного веса конструкций в свою очередь:
приводит к уменьшению усилий в элементах конструкций, особенно
большепролетных, а также подвергающихся сейсмическим воздей-
ствиям;
обеспечивает уменьшение транспортных расходов, объемов и сроков
монтажа;
способствует сокращению расхода энергии при эксплуатации по-
движных конструкций.
Благодаря высокой антикоррозионной стойкости алюминия, которая
к тому же может быть повышена оксидированием, эмалированием и
другими способами, снижаются эксплуатационные расходы и повыша-
ется долговечность конструкций, что особенно важно при наличии аг-
рессивной среды. Отличительной особенностью алюминиевых конструк-
ций по сравнению со стальными является также возможность обеспече-
ния особых эксплуатационных требований благодаря таким свойствам
материала, как высокая отражательная способность полированной по-
верхности, антимагнитность, нетоксичность, а также неспособность к
образованию искр при ударах.
Немаловажное значение для строительных конструкций имеет их
внешний вид, который при применении алюминия может быть улучшен
благодаря фактуре самого материала, а также возможности использо-
вания архитектурных деталей, разнообразных форм и рисунка, изготов-
ляемых в заводских условиях.
Алюминий — сравнительно новый строительный материал. Началом
применения его в строительстве можно считать вторую половину 40-х гг.
текущего столетия, когда в ряде стран алюминий стали достаточно ши-
роко использовать в несущих и ограждающих конструкциях зданий и
сооружений **. Уже в 1960 г. суммарное потребление алюминия на нуж-
ды строительства составляло примерно 15% объема мирового производ-
ства, а в США более 20% общего количества алюминия, потребляемого
в стране. В Советском Союзе вопросом использования алюминия в
строительстве начали заниматься в конце 50-х годов. Научные иссле-
* Для краткости, здесь и далее по тексту алюминиевые сплавы часто именуются
алюминием.
** Известны отдельные случаи применения алюминия в качестве кровельного мате-
риала еще в конце XIX в.
8* 115
Рис. 8.1. Арочный
автодорожный
мост пролетом
88 м через р. Сеге-
ни в Канаде
Рис. 8.2. Блок про-
летного строения
автодорожного
моста пролетом
32,4 м через р.
Озерна (Москов-
ская область) в
процессе транс-
портирования с за-
вода
дования и проектные разработки тех лет были направлены на выявле-
ние особенностей алюминиевых конструкций и областей их рациональ-
ного применения.
В этой связи несомненный интерес представляет ознакомление с не-
которыми решениями, осуществленными в мировой практике в первые
годы использования алюминия в строительстве [4, 5, 6, 7].
В Канаде в 1950 г. построен арочный автодорожный мост через
р. Сегени около Арвиды (рис. 8.1) общей длиной 153 м. Арка параболи-
ческого очертания имеет пролет 88,2 м при стреле подъема 14,45 м.
Конструкции выполнены из сплава системы А1—Си—Mg на заклепках
диаметром 20,6 мм. Расход алюминия составил 181 т, в то время как
116
стали потребовалось бы 435 т (в 2,4 раза больше). Мост был смонти-
рован за 3,5 мес.
В 1956 г. был сооружен балочный автодорожный мост пролетом
44,2 м через канал Даттельн-Хамм около Люнена (ФРГ). Главные фер-
мы с параллельными поясами и треугольной решеткой имеют высоту
5,4 м. Все элементы ферм, проезжей части и связей выполнены из спе-
циально запроектированных прессованных профилей. Материал кон-
струкций— сплав системы А1—Mg—Si. Соединения на заклепках. Бла-
годаря сравнительно небольшой массе моста (25 т) оказалось возмож-
ным применить оригинальные методы транспортирования и монтажа.
Мост, изготовленный на заводе, был установлен в собранном виде на
два понтона и отбуксирован по каналу к месту строительства. Подъем
моста с понтонов и установка его в проектное положение производились
двумя автомобильными кранами. После укладки на настил слоя асфаль-
та по мосту было открыто движение.
В 1948 г. в Сандерленде (Англия) построен разводной мост проле-
том 26,4 м. Использование алюминиевого сплава системы А1—Си—Mg
для конструкций раскрывающегося пролета позволило снизить его мас-
су более чем на 50%. Мост в Абердине (Англия), построенный в 1953 г.,
рассчитан на пропуск железнодорожного состава (одна колея) и без-
рельсового транспорта. При пролете подъемной части моста (в свету)
21,3 м на изготовление конструкций израсходовано всего 18 т сплава
Al—Mg—Si.
В 1963 г. в Московской области был построен опытный автодорож-
ный мост пролетом 32,4 м, фермы пролетных строений которого выпол-
нены клепаными из сплава марки Д16Т при использовании всего четы-
рех типоразмеров прессованных профилей. Блок из двух ферм, соеди-
ненных связями, общей массой 7,5 т был перевезен с завода к месту
установки на полутрейлерах, буксируемых автомобилем (рис. 8.2). По-
грузка блоков на трейлеры (в пролетном строении два блока) и уста-
новка их на опоры осуществлялись двумя автомобильными кранами.
Плита проезжей части из монолитного железобетона толщиной 15 см.
Следует отметить, что эффект от совместной работы алюминия с бето-
ном (Еал:£б~3) оказывается большим, чем в объединенной сталебе-
тонной конструкции (Ест: Eq ~ 9) [11].
Удачно решен пешеходный арочный мост, построенный в Дюссель-
дорфе (ФРГ) в 1953 г. Общая длина его 84 м, двухшарнирная арка
пролетом 55 м при стреле подъема 5,5 м. Замена стали на сплав систе-
мы А1—Mg—Si привела к снижению массы несущих конструкций с 70
до 25 т (в 2,8 раза).
В 1968 г. построен арочный пешеходный мост через канал им. Гри-
боедова в Ленинграде. Пролетное строение выполнено цельносварным
из алюминиевого сплава системы А1—Mg.
Расчётный пролет арки в осях опорных шарниров 26,3 м, стрела
подъема всего 1,1 м. Сечение моста составляют верхний лист толщиной
10 мм, шириной 2,65 м, служащий одновременно верхним поясом арки
и пешеходной частью, нижний пояс полигонального очертания из труб
270X13,5 и четырех наклонных стенок переменной высоты, соединяю-
щих верхний лист с трубами. С завода мост был транспортирован к ме-
сту монтажа и установлен на опоры автомобильными кранами [3].
Не менее интересны примеры использования алюминия в конструк-
циях большепролетных зданий. Одним из наиболее крупных сооруже-
ний такого рода являются ангары Лондонского аэропорта, построенные
в 1951 г. Трехпролетное здание имеет в плане размер 3X45,7 м в ши-
рину и 33,5 м по длине. Конструкции решены в виде двухшарнирных
117
решетчатых рам с шагом 6,1 м. Элементы рам выполнены из специаль-
но запроектированных прессованных профилей из сплава системы
А1—Mg—Si. Заводские соединения — на заклепках, монтажные — на
болтах. Кровля — из волнистых алюминиевых листов, укладываемых по
прогонам. Особённо эффективным оказалось использование алюминие-
вого сплава в конструкции раздвижных и частично складывающихся
ворот.
Другой ангар, построенный тоже в Англии для авиационного завода
в Хетфильде в 1953 г., имеет размер в плане 66X100 м. Двухшарнирные
решетчатые рамы пролетом 66 и высотой в свету 14 м выполнены так
же, как в ангаре Лондонского аэропорта из специально запроектиро-
ванных прессованных профилей из сплава системы AL—Mg—Si. Завод-
ские соединения клепаные. По обоим торцам здания — складывающиеся
ворота, Кровля и стеновые ограждения выполнены из волнистых алю-
миниевых листов. По утверждению фирмы, осуществлявшей строитель-
ство, алюминиевая рама (масса 6,45 т) получилась в 7 раз легче
стальной.
Среди большепролетных конструкций зданий представляет интерес
перекрытие «Павильона изобретений», сооруженного в Лондоне в 1951 г.
Перекрытие выполнено в виде ребристого купола диаметром 108 м, опи-
рающегося на стальное кольцо, поддерживаемое на высоте 13,5 м от
поверхности земли 48 сигарообразными стальными стойками. На кон-
струкцию купола, включая кровельное покрытие и козырьки, израсхо-
довано 232 т алюминия, что составляет всего 24,8 кг/м2.
Купола явились наиболее распространенной формой перекрытий из
алюминия. Они имеют различные конструктивные решения. В 1959 г,
при строительстве выставки США в Москве на территории парка «Со-
кольники» был возведен купол диаметром 60 и высотой 27 м (рис. 8,3),
Оболочка прикреплена к каркасу купола, собранному методом подра-
щивания из стандартных элементов. Расход алюминия 16 кг/м2.
Рационально решены конструкции перекрытия торгового склада
размером в плане 80X250 м, построенного в Антверпене (Бельгия) в
1958 г. Поперечная конструкция представляет собой двухшарнирную
раму пролетом 80 м, решетчатый ригель которой из сплава системы
А1—Mg—Si. Стойки рамы стальные (рис. 8,4). Шаг рам 20 м. К стой-
кам ригеля с шагом 3,4 м крепятся сквозные прогоны высотой 2 м (рав-
ной высоте ригеля рамы). Кровля теплая. Между двумя волнистыми
листами толщиной 1 мм из сплава системы Al—Mg уложен эффектив-
ный утеплитель, Расход алюминия на несущие конструкции (ригель и
прогоны) составил всего 6,1 кг/м2, на кровельное покрытие — 8,9 кг/м2,
Однако в те годы применение алюминия в промышленном строитель-
стве не получило большого размаха.
Из числа конструкций иного назначения можно отметить радиотеле-
скоп обсерватории Боннского университета, построенный в 1956 г. на
горе Эйфель (ФРГ). Алюминиевое зеркало телескопа параболической
формы диаметром 25 м установлено на башне. Несущие конструкции
выполнены из сплава А1—Mg—Si. Второй такой же радиотелескоп был
построен на горе Штоккерт (ФРГ) в 1957 г. Применение алюминия по-
зволило снизить массу конструкций в 1,8 раза (по сравнению со
сталью), что ускорило и удешевило транспортирование и монтаж этих
сооружений в горных условиях. Подобный эффект был достигнут при
установке в горах алюминиевых опор для ЛЭП в Канаде, США и дру-
гих странах, В США, например, компания «Кайзер алюминиум» за пе-
риод с 1961 по 1963 г. установила 1500 опор ЛЭП.
Можно также привести примеры рационального использования алю-
US
Рис. 8.3. Монтаж
конструкций вы-
ставочного павиль-
она диаметром
60 м в Москве
Рис. 8.4. Монтаж
конструкций пор-
тового склада про-
летом 80 м в г.
Антверпене
миниевых конструкций в таких сооружениях, как бункера для хранения
зерна в Австралии, инвентарная опалубка для возведения железобетон-
ных конструкций в ФРГ, передвижные леса, подмости и т. п.
Особо следует отметить масштабы использования алюминия при
строительстве павильонов Международной выставки 1958 г. в Брюссе-
ле. По условиям, установленным правительством Бельгии, все иностран-
ные павильоны сразу после окончания выставки должны были быть
разобраны не только в наземной части, но и на 3 м в глубину от по-
верхности земли1 2. Эти требования во многом определили подход к
решению конструкций павильонов, большинство из которых было за-
проектировано сборно-разборными из легких материалов. Только на
строительство 15 крупных павильонов было израсходовано 1500 т алю-
миния а.
1 На месте, отведенном для выставки, предполагалось создать парк.
2 Николаев И. С., Мельников Н. П. Всемирная выставка в Брюсселе, М., Стройиз-
дат, 1363.
119
Рис. ел. монтаж
конструкций па-
вильона транс-
порта пролетом
70 м на Между-
народной выставке
в Брюсселе
В павильоне Советского Союза, одном из крупнейших на выставке,
элементы покрытия (подстропильные и стропильные фермы, прогоны,
кровля, а также фахверк стен) были выполнены из алюминиевого спла-
ва системы А1—Mg—Si. Общий расход алюминия 22 кг/м2. Конструк-
ции монтировались на стальных оцинкованных болтах. Колонны и бал-
ки междуэтажных перекрытий — стальные.
Из числа других павильонов Брюссельской выставки особого внима-
ния заслуживает павильон транспорта (рис. 8.5). Фермы перекрытия
пролетом 70 м сигарообразной формы с крестовой решеткой выполнены
из сплава системы А1—Mg—Si. По решетчатым прогонам, пролетом
10,85 м уложен настил из волнистых листов. Расход алюминия соста-
вил 16,3 кг/м2, в том числе на кровлю и подвесной потолок — 5,6 кг/м2.
Колонны и опорные участки ферм — стальные.
§ 2. ОБЛАСТИ ПРИМЕНЕНИЯ [5, 6, 7]
Из примеров, рассмотренных выше, ясно, что алюминий может с ус-
пехом применяться в конструкциях зданий и сооружений самого раз-
личного назначения. Однако дефицитность материала и сравнительно
высокая стоимость существенно ограничивают его использование в стро-
ительстве на ближайшие годы. В этих условиях применение алюминие-
вых конструкций в каждом отдельном случае должно быть строго обос-
новано. Как показал опыт использования алюминия в отечественной и
зарубежной практике, в ряде случаев алюминий оказывается конкурен-
тоспособным другим строительным материалам*. Наиболее перспектив-
ными областями применения алюминия в отечественном строительстве
на ближайшее время являются:
конструкции с высокой степенью заводской готовности, совмещаю-
щие несущие и ограждающие функции типа панелей и блоков, исполь-
зуемых в покрытиях зданий средних и особенно больших пролетов, где
снижение собственной массы конструкций дает значительный эффект;
несущие конструкции покрытий зданий производственного, общест-
* Грибов Г. В. Экономическая эффективность и перспективы применения в строи-
тельстве конструкций из алюминиевых сплавов. М., Стройиздат, 1976.
120
венного или иного назначения, строящихся в условиях морского клима-
та или при наличии агрессивной среды, к которой алюминий обладает
повышенной антикоррозионной стойкостью, а также при особых эксплу-
атационных требованиях;
конструкции зданий и сооружений, возводимых в отдаленных и труд-
нодоступных районах, доставка материалов и техники в которые, а так-
же осуществление монтажа и эксплуатации конструкций сопряжены
с особыми трудностями и расходами. Например, опоры ЛЭП в горных
районах или купола зданий для оптических телескопов в горах;
сборно-разборные конструкции зданий и сооружений различного на-
значения, устанавливаемые в отдаленных районах Крайнего Севера
и др.: например, вышки для бурения, жилые здания для поисковых
партий геологов;
емкости (резервуары, газгольдеры и т. п.) для хранения и транспор-
тирования продуктов, обладающих агрессивными к стали свойствами,
а также конструкции, эксплуатируемые при низких температурах, на-
пример внутренняя оболочка изотермического резервуара для хранения
жидкого водорода;
ограждающие конструкции типа витражей, дверей, оконных перепле-
тов, подвесных потолков, перегородок и т. п. в зданиях и помещениях
общественного, производственного или иного назначения, к которым
предъявляются требования герметизации, стерильности, архитектурной
выразительности и др.
ГЛАВА 9. МАТЕРИАЛЫ АЛЮМИНИЕВЫХ КОНСТРУКЦИЙ
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ ОБ АЛЮМИНИИ
И СПЛАВАХ НА ЕГО ОСНОВЕ
Алюминий — серебристо-белый металл, растворимый в некоторых
кислотах и едких щелочах. На воздухе алюминий быстро покрывается
плотной окисной пленкой, предохраняющей поверхность изделия от
дальнейшего окисления. Показатели основных физических свойств алю-
миния приведены в табл. 9.1.
Алюминий обладает хорошей теплопроводностью и электропровод-
ностью, малым захватом нейтронов, он не магнитен и не способен к
искрообразованию при ударе, в полированном виде обладает высокой
отражательной способностью. По плотности алюминий уступает толь-
ко двум металлам: магнию (1,74 т/м3) и бериллию (1,85 т/м3). Техниче-
ски чистый алюминий обладает низкой прочностью (сгв=60...70 МПа:
а02=20...30 МПа) и высокой пластичностью (е>30%). Значительное
увеличение прочности алюминия достигается легированием его магнием,
марганцем, кремнием, медью, цинком и некоторыми другими элемента-
ми. Временное сопротивление легированного алюминия (алюминиевых
сплавов) в зависимости от состава легирующих добавок в 2—5 раз вы-
ше, чем у технически чистого, однако относительное удлинение при этом
снижается в 2—3 раза.
Весьма существенна способность сплавов определенных компози-
ций к упрочнению в процессе старения после соответствующей терми-
ческой обработки (закалки). Удельная прочность (ав/у) таких спла-
вов в 3—5 раз выше, чем стали класса С38/23, однако их относитель-
ное удлинение при этом составляет всего 6—10%.
Повышение прочности сплавов может быть достигнуто также хо-
лодной деформацией изделия (механической обработкой).
121
Таблица 9.1. Основные физические
свойства алюминия
Свойства Обозначение Единица фи- зической ге- : личины Значения
Плотность (объем- ная масса) У т/м3 2,7
Модуль продольной упругости в интерва- ле температур от —40 до +50° С Е МПа 71 X 103
Модуль сдвига, в том же интервале темпе- G » 27Х103
ратур Коэффициент Пуас- сона в стадии упру- гой работы материа- ла И —— 0,3
Коэффициент про- дольной температур- ной деформации при изменении темпера- тур в интервале от —70 до +100° С 1/°С 23 X 10-е
Температура плавле- ния ^пл °C 658
Необходимо отметить, что по-
казатели всех основных физиче-
ских свойств алюминиевых спла-
вов, вне зависимости от состава
легирующих элементов и обра-
ботки изделий, практически не
отличаются от таковых для чис-
того алюминия (табл. 9.1).
Наряду с отмеченными поло-
жительными свойствами для
алюминия характерны и такие
свойства, которые в ряде случаев
приводят к снижению эффектив-
ности его применения в строи-
тельных конструкциях. К ним от-
носятся:
почти в три раза меньшие,
чем у стали, значения модуля
продольной упругости и модуля
сдвига;
более низкий, чем у стали,
предел выносливости, особенно
при большом числе циклов на-
грузки;
значительное понижение по-
казателей прочности при темпе-
ратуре выше 100—150° С;
сравнительно легкая повреждаемости поверхностей конструкций,
приводящая к развитию очагов коррозии.
В настоящее время алюминий находит применение в самых различ-
ных областях народного хозяйства. При этом масштабы и сферы его
потребления непрерывно расширяются. Это обусловлено ценными
свойствами, присущими алюминию, а .также наличием во многих рай-
онах земного шара больших запасов сырья, необходимого для получе-
ния этого металла.
Мировое производство алюминия стало особенно бурно развиваться
после второй мировой войны. С 1945 по 1980 г. оно возросло примерно
в 40 раз (рис. 9.1) и вышло на уровень 20 млн. т в год.
Советский Союз в настоящее время располагает мощной базой по
производству алюминия. В дореволюционной России алюминиевой про-
мышленности не существовало. Решение о ее создании в нашей стране
было принято на XV съезде партии в декабре 1927 г. Необходимость
в алюминии в то время определялась, в первую очередь, потребностя-
ми таких отраслей, как авиастроение и моторостроение.
Производство алюминия слагается из двух основных процессов:
получение глинозема (окиси алюминия А12О3) из алюминиевых руд и
электролизного выделения металлического алюминия из глинозема,
растворенного в расплавленном криолите Na3AlF6. Этот способ, предло-
женный еще в 1866 г. одновременно Полем Эру (Франция) и Чарль-
зом Холлом (США), до сего времени является основным для получе-
ния алюминия в промышленных масштабах*.
* Впервые металлический алюминий был получен датским физиком Г, Эрстедом в
1825 г.
122
Наиболее распространенным способом по-
лучения глинозема из алюминиевых руд явля-
ется щелочный способ, разработанный в Рос-
сии в конце XIX в, химиком К. И. Байером.
Этот способ широко используется во всех
странах на протяжении почти 100 лет.
Алюминий является самым распространен-
ным металлом на нашей планете, содержание
его составляет более 8 % общей массы земной
коры, тогда как железа в ней только около
5%. По данным академика А. Е. Ферсмана,
число минералов, содержащих алюминий, пре-
вышает 250. Однако благодаря высокой хими-
ческой активности алюминий находится в при-
роде только в связанном виде в самых раз-
личных пропорциях по отношению к другим
элементам. Поэтому использование тех или
Рис. 9.1. Мировое произвол-
Ство алюминия с 1900 по
1980 г.
иных пород для получения глинозема опреде-
ляется техно-экономической целесообразностью их переработки.
К числу алюминиевых руд с достаточно высоким процентным со-
держанием окиси алюминия относятся: бокситы (36—65), нефелины
(32—36), алуниты (35—37), каолины (38—42) и некоторые др.
Алюминиевая промышленность большинства стран мира работает
на бокситах. В Советском Союзе бокситы разрабатываются в Архан-
гельской и Ленинградской областях, на Урале и в Казахстане. Наряду
с бокситами в нашей стране достаточно широко используют нефелины,
залежи которых имеются на Кольском полуострове, в Сибири, на Ук-
раине, Кавказе и в других районах страны. Способ комплексной пере-
работки нефелинов позволяет одновременно с окисью алюминия полу-
чать цемент, соду, минеральные удобрения и другие ценные продукты1.
На получение 1 т алюминия расходуется около 2 т глинозема, 550 кг
угольных электродов, 55 кг криолита и 13,5—18 МВт-ч электроэнер-
гии 2. Вследствие столь большого потребления электроэнергии, алюми-
ниевые заводы в нашей стране размещены вблизи крупных гидроэлек-
тростанций (Братская, Красноярская, Нурекская и др.). Новый алю-
миниевый комбинат создается в районе самой мощной в мире
Саяно-Шушенской ГЭС.
Для получения 2 т глинозема необходимо переработать 4—8 т бок-
ситов, на что расходуется еще 8,5—16 МВт-ч тепловой энергии. Слож-
ность и большая энергоемкость процесса получения алюминия из руды
сказываются на его стоимости.
Все перечисленные выше руды, наряду с окисью алюминия, содер-
жат окись кремния SiOg.
В настоящее время в Советском Союзе освоен менее энергоемкий
способ получения алюминиево-кремниевого сплава методом прямого
восстановления из руды, в рудотермических печах. Получаемый при
этом сплав содержит около 60% алюминия и используется для про-
изводства литейных алюминиевых сплавов, путем добавления к нему
в необходимых количествах чистого алюминия.
1 Коллектив авторов, разработавший и внедривший этот способ, в 1957 г. был удо-
стоен Ленинской премии.
2 Троицкий И. А., Железнов В. А. Металлургия алюминия. М., Металлургия, 1977.
123
§ 2. КЛАССИФИКАЦИЯ, СОСТАВ И МАРКИРОВКА
АЛЮМИНИЕВЫХ СПЛАВОВ
По способу производства полуфабрикатов алюминиевые сплавы
подразделяют на литейные и деформируемые. В строительстве в основ-
ном используют деформируемые сплавы, полуфабрикаты из которых
получают способом деформации в горячем или холодном состоянии:
прессованием (профили, прутки, трубы, панели), прокаткой (листы,
ленты), волочением (тонкостенные трубы), ковкой и штамповкой (фа-
сонные детали). Литейные сплавы, вследствие их низкой пластичности,
в строительных конструкциях применяются чрезвычайно редко (так же
как и стальное литье).
По составу основных легирующих компонентов отечественные де-
формируемые сплавы делятся на группы, каждая из которых включа-
ет несколько марок, имеющих свое обозначение. В первые три из рас-
сматриваемых групп входят технически чистый алюминий и сплавы двой-
ных композиций: А1 — Мп и А1 — Mg. Термическая обработка этих
сплавов не приводит к упрочнению. Поэтому сплавы, относящие-
ся к этим группам, получили название термически неупрочняемые
сплавы.
1-я группа. Технически чистым алюминием называют алюминий,
общее содержание примесей в котором не превышает 1,2%. По корро-
зионной стойкости и высокой пластичности технически чистый алюми-
ний близок к химически чистому. Установлены следующие марки тех-
нически чистого алюминия: АДО, АД1 и АД с содержанием примесей
соответственно до 0,5, 0,7 и 1,2%.
2-я группа. Сплавы системы А1 — Мп. Характерным представите-
лем этой группы является сплав АМц, содержащий 1 —1,6% марганца.
Этот сплав обладает высокой коррозионной стойкостью, хорошо свари-
вается, легко полируется, однако прочность его невелика.
3-я группа. Сплавы системы А1 — Mg, называемые магналиями,
обозначаются буквами АМг с добавлением цифры, указывающей при-
мерное содержание магния в процентах (АМг2, АМгЗ и т. д.). Эти
сплавы содержат также небольшое количество марганца (0,2—0,8%).
Сплавы этой группы обладают высокой стойкостью против коррозии,
хорошо свариваются. С увеличением содержания магния прочностные
показатели повышаются; однако при содержании магния более 3,5%
пластичность и коррозионная стойкость сплавов заметно снижаются.
Для улучшения свойств в качестве добавок используют титан (0,02—
0,1%), бериллий (0,002—0,005%) и хром (0,05—0,35%).
К последующим трем группам отнесены многокомпонентные спла-
вы, характерной особенностью которых является их способность к уп-
рочнению в процессе старения после термической обработки (закалки).
Такие сплавы имеют общее название термически упрочняемые. Проч-
ность термически упрочняемых сплавов во многом зависит от режимов
закалки и процесса старения.
Следует также отметить, что прочность изделия из термически упроч-
ненных сплавов может быть дополнительно повышена посредством хо-
лодной деформации.
4-я группа. Сплавы системы А1 — Mg—Si, легированные кремнием
(0,3—1,2%) и магнием (0,4—1,4%), называются силуминами. Обозна-
чаются они буквами АД с добавлением порядкового номера (АД31,
АДЗЗ, АД35 и т. д.). Сплавы этой группы пластичны, хорошо сварива-
ются, обладают высокой стойкостью против коррозии, хорошо полиру-
ются и легко анодируются. К этой же группе относится сплав, допол-
124
нительно содержащий до 0,5% меди. Этот сплав широко применявший-
ся ранее в авиастроении и названный поэтому авиалем, обозначается
буквами АВ.
5-я группа. Сплавы системы А1 — Си — Mg называются дуралюми-
нами. Они обозначаются буквой Д с добавлением порядкового номера
(Д1, Д6, Д16, Д18 и т. д.). Свое название дуралюмины получили от
латинского слова durus (твердый). Наличие в сплавах этой группы
меди в количестве 3,8—4,9%, способствующей увеличению твердости и
прочности его после термической обработки, отрицательно сказывает-
ся на его пластичности и коррозионной стойкости. Дуралюмин был
первым из сплавов, обладающих высокой прочностью*.
6-я группа. Сплавы системы А1 — Mg— Zn стали применяться
сравнительно недавно (с начала 50-х гг.). Отличительной особеннос-
тью сплавов, содержащих 3—7% цинка и около 2% магния, является
их способность к самоупрочнению после прессования полуфабрикатов
в горячем виде. Добавление в небольших количествах циркония, меди
и хрома позволяет получать наиболее высокопрочные из всех извест-
ных алюминиевых сплавов. Поэтому в обозначении сплавов этой груп-
пы перед порядковым номером ставится буква В (В94, В95 и т. д.).
Некоторые из сплавов этой группы обозначаются по цифровой системе
(например, 1915, 1925), переход на которую рекомендован ГОСТ
4784—74 для всех алюминиевых сплавов.
Полуфабрикаты (листы, профили, трубы, ленты, плиты и т. п.) по-
строена следующим образом:
первая цифра определяет основу сплава: 1 — алюминий; вторая
цифра обозначает композицию легирования (систему) сплава:
0 — технически чистый алюминий;
1—Al —Си —Mg; 3 —Al —Mg—Si; 4 —Al —Мп;
5 —Al —Mg; 9 —Al —Mg —Zn.
Последними двумя цифрами обозначается порядковый номер спла-
ва в своей системе (см. табл. 9.2).
Полуфабрикаты (листы, профили, трубы, ленты, плиты и т. п.) по-
ставляются заводами-изготовителями при различном состоянии мате-
риала: без какой-либо дополнительной обработки (после горячего прес-
сования или проката), в состаренном (после закалки), отожженном,
нагартованном или в других возможных состояниях. Поэтому к обо-
значению марки сплава добавляется обозначение, указывающее состо-
яние материала в полуфабрикатах, подвергнутых той или иной обра-
ботке: М — мягкое (отожженное); Н — нагартованное; П — полуна-
гартованное; УгН — полунагартованные листы; Т — закаленное и есте-
ственно состаренное; Т1—закаленное и искусственно состаренное;
15 — искусственно состаренное после неполной закалки.
Профили, не подвергавшиеся термической обработке (горячепрес-
сованные), после марки сплава дополнительного обозначения не имеют.
Для плакированных листов (покрытых при прокатке тонким слоем
чистого алюминия) используют дополнительные обозначения: ПЛАК —
плакированные, или А — нормальная двусторонняя плакировка; Б —
технологическая двусторонняя плакировка; У — утолщенная двусто-
ронняя плакировка.
Буквой п (малое) обозначаются прутки.
Данные о состояниях материала, в котором заводы производят по-
ставку основных видов полуфабрикатов, приведены в табл. 9.2.
* Дуралюмин был впервые получен в 1909 г. в Германии.
125
Таблица 9.2. Состояние поставки основных видов полуфабрикатов
Система и название Обозначение марки сплава Состояния поставки основ- ных видов полуфабрикатов
сплава существую- щее рекомендуе- мое ЛИСТ профиль труба
Сплавы, термически неупрочняемые
А1 технически чистый АДО АД1 1011 1013 М, i/2H, Н [MjVaH.H ГП ГП ГП ГП
А1—Мп АМц 1400 Гм1х/2н,н ГП ГП
Al—Mg АМг2 1520 |МУ8Н|Н ГП, м гп £мТ
магналии АМгЗ 1530 М, 1/2Н ГП, м ГП, м
АМг5 1550 м ГП, м ГП, м
АМгб 1560 м.н ГМ, м гп, м
Сплавы, термически упрочняемые
Al—Mg—Si силумины АД31 АДЗЗ AB 1310 1330 1340 M, T1 ГП|Т| |T1|. E ГП, T, T1 ГП, T, T1 ГП 1 Т | ГП, Т, Т1
Al—Си—Mg дуралюмины Д1 Д16 1110 1160 M, T M, T, TH 1 ГП|, M, T i~rn~j, м, т | ГП |, т 1~гп[, т
Al—Mg—Zn 1915 1925 1915 1925 M, T |Щ,М, Гп Ш,М,|П | ГП|, I Т 1 1 ГП 1, |Т|
Al—Cu—Mg—Zn B95 1950 M, T1 ГП, М, Т1 ГП, Т1
Обозначения: ГП — горячепрессованный; М — отожженный; Т — закаленный и естест-
венно состаренный; Т1—закаленный и искусственно состаренный; Н — нагартован-
ный; 1/2Н — полунагартованный; TH — нагартованный после закалки и искусственно-
го старения.
Примечания: 1. В рамках указаны полуфабрикаты в состояниях, рекомендуемых к при-
менению В строительстве нормами проектирования [12] *.
2. Состояние материала полуфабрикатов указано по данным; лист — ГОСТ 21631—76;
профиль—ГОСТ 8617—75; труба — ГОСТ 18482—79.
§ 3. ВЛИЯНИЕ ОБРАБОТКИ НА ПОКАЗАТЕЛИ
МЕХАНИЧЕСКИХ СВОЙСТВ
Показатели механических свойств алюминиевых сплавов зависят
не только от химического состава, но и во многом от состояния мате-
риала изделия (полуфабриката), в котором он находится после терми-
ческой или механической обработки. Это можно видеть из рассмотре-
ния кривых о—е (рис. 9.2,а). Так, временное сопротивление сплава
126
Рис. 9.2. Зависимость а—в дли алюминия разных марок и состояний
а —Профили: 1 — В95Т1; 2 — В9БМ; 3— 1915Т; 4 — АД31Т1; 5 — АД31Т; 6 — АМц; 7 —Д16Т; «—сталь
С 38/23; б — листы; 9 — АМг2М; 10 — АМг2П
В95 в искусственно состаренном состоянии (ав=540 МПа) почти в
2 раза выше, чем в мягком (отожженном) состоянии (ов=280 МПа),
й условный предел текучести соответственно более чем в 3 раза выше
(кривые 1 и 2). Зависимость прочностных показателей от условий ста-
рения сплава (естественного или искусственного) иллюстрируют кри-
вые 4 й 5, построенные для сплава АД31.
Термическая обработка для повышения прочности материала состо-
ит из закаливания (резкое охлаждение после выдержки в течение 30—
90 мин изделия, нагретого до температуры примерно 500 °C) и старе-
ния, в процессе которого в результате структурных изменений и проис-
ходит упрочнение материала. Процесс старения Может протекать при
комнатной температуре в течение нескольких суток — естественное ста-
рение, или более интенсивно при температуре 160—180° С в течение
нескольких часов — искусственное старение.
Выдержкой изделия при отрицательных температурах процесс ста-
рения может быть замедлен. Используя это свойство материала, зара-
нее закаленные заклепки до постановки в конструкцию, хранят в холо-
дильнике.
Термическая обработка может также производиться для улучшения
пластических свойств материала, что достигается путем отжига — мед-
ленного охлаждения (не более 30аС За 1 ч) изделия, нагретого до
температуры 350—430° С.
При упрочнении изделия механическим путем (рис. 9.2, б) повыше-
ние по,2 зависит от степени деформации (нагартовки).
Относительное удлинение снижается и после термической, и после
механической обработки изделий. Требования, предъявляемые к плас-
тичности материала, во многих случаях являются препятствием к ис-
пользованию сильно упрочненных сплавов.
Прочность полуфабрикатов из некоторых сплавов зависит от спо-
соба изготовления (прокатка, прессование и т. п.), их формы и разме-
ров. Так, для прессованных профилей характерно повышение прочности
с увеличением толщин элементов сечения.
§ 4. ВЛИЯНИЕ ТЕМПЕРАТУРЫ НА ПОКАЗАТЕЛИ
ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИХ СВОЙСТВ
Изменение температуры существенно сказывается на показателях
физико-механических свойств (рис. 9.3). При положительных темпера-
турах в пределах до 200б С прочность медленно снижается, при отрица-
127
Рис. 9.3. Влияние температуры на пока-
затели физико-механических свойств
алюминия
Размерности: ов и <JQ 2< МПа; £, МПаХЮ2;
е, Х10~*; ат,10-7/°с
тельных температурах — повыша-
ется. Особенно существенно повы-
шается прочность у некоторых
сплавов при весьма низких темпера-
турах. Так, при снижении темпера-
туры от 20 до —269° С временное
сопротивление технически чистого
алюминия повышается в 5 раз, у ма-
лолегированных сплавов — в 3—4
раза, а у высоколегированных — в
1,5—2 раза. Предел текучести при
этом повышается менее значитель-
но. Наблюдается также улучшение
пластических свойств при темпера-
туре близкой к —200° С. Особен-
ность алюминиевых сплавов по
сравнению со сталями — отсутствие
порога хладноломкости, т. е. перехода от вязкого состояния к хрупко-
му состоянию при низких температурах.
Модуль упругости Е при отрицательных температурах также возра-
стает. Коэффициент продольной температурной деформации ат при
температуре ниже —70° С начинает резко падать, стремясь к нулевому
значению при /=—273° С.
§ 5. ОСНОВНЫЕ СВЕДЕНИЯ О ПОЛУФАБРИКАТАХ.
СОРТАМЕНТ [3, 5, 6]
Отличительной особенностью деформируемых алюминиевых спла-
вов является возможность получения из них прессованных профилей с
разнообразными и сложными формами поперечного сечения (в том
числе и с замкнутыми полостями), которые не могут быть изготовлены
прокатом.
Профили прессуют на специальных горизонтальных гидравлических
прессах (рис. 9.4). В контейнер пресса помещают заготовку, представ-
ляющую собой слиток цилиндрической или плоской формы, нагретый
в зависимости от марки алюминия до температуры 450—520° С. Под
давлением поршня металл истекает через профилированное очко мат-
рицы. Подобным же образом из полой цилиндрической заготовки прес-
суют трубы. Матрица для изготовления полых профилей имеет «язы-
чок» с формой сечения, соответствующей сечению полости прессуемого
профиля (рис. 9.4, в). Скорость прессования, зависящая от состава
легирующих элементов и от степени сложности формы сечения, от 3—
5 м/мин для сплавов марок Д16, АМгб и до 40—60 м/мин для сплавов
марок АД31, АМц.
Наибольшие размеры прессуемых профилей (габарит, площадь по-
перечного сечения) определяются усилием, развиваемым прессом,
формой и размерами матрицы и контейнера, маркой сплава. Так для
изготовления профилей из мягких сплавов (систем А1 — Mg, А! —
Mg — Si) с размерами поперечного сечения, вписывающимися в круг
диаметром 0 = 320 мм, необходим пресс, имеющий диаметр контейне-
ра Ок=360 мм и номинальное усилие N=50 МН, а для прессования
профилей из более твердых сплавов (систем А1 — Си — Mg, Al —
Mg — Zn) при 0=350 м усилие должно быть Af=90 МН.
Если проектируемое сечение элемента конструкции не вписывается
в габаритный круг (при контейнере цилиндрической формы), его мож-
128
Рис. 9.4. Схема
прессования полу-
фабрикатов
а — профилей; б —
труб; 1 — контейнер
пресса; 2 — матрица;
3 — держатель мат-
рицы; 4 — поршень с
пуансоном; 5 — ци-
линдрическая сплош-
ная заготовка; 6 —
прессуемый профиль;
7 — поршень с пуан-
соном и иглой; 8 —
цилиндрическая по-
лая заготовка; 9
прессуемая труба;
в — язычковая мат-
рица для прессова-
ния полых профилей;
10 — язычок (рассе-
катель)
Рис. 9.5. Сечения полуфабрикатов, изготовляемых различными способами
а — прессование на прессе с круглым контейнером диаметром £>к; D — диаметр габаритного круга
профиля; в — прессование панели трубным способом; 1 — прессуемая заготовка; 2 — панель, полу-
чаемая после разрезки и распрямления заготовки; б — сечение сварного элемента; 3 — прокатной
лист; 4 — стандартный прессованный профиль; 5 — прессованный профиль, изготовленный на прес-
се с плоским контейнером размером АХ В
но проектировать составным из нескольких прессованных, в том числе
стандартных профилей в сочетании со вставками из листового прока-
та (рис. 9.5,6). Ребристые панели большой ширины (до 1,5—2 м)
можно получить распрямлением разрезанной по длине прессованной
ребристой трубы (рис. 9.5,в).
Лист, лента и другие профили изготовляются промышленностью в
соответствии с ГОСТом*.
Возможность получения полуфабрикатов экструзионным способом
позволяет проектировщику в дополнение к. стандартным профилям
разрабатывать такие типоразмеры сечений, которые в каждом отдель-
ном случае были бы не только экономичны по расходу металла, но и
обеспечивали наименьшую трудоемкость изготовления конструкций из
них. Естественно, что стоимость профилей индивидуального изготовле-
ния выше; она связана с необходимостью разработки и изготовления
специальных матриц, а также освоения процесса прессования новых
видов профилей.
* Перечень ГОСТ см. [1] и [5].
9—59
129
ГЛАВА 10. ОСОБЕННОСТИ КОНСТРУИРОВАНИЯ
И РАСЧЕТА ЭЛЕМЕНТОВ АЛЮМИНИЕВЫХ КОНСТРУКЦИЙ
§ 1. НОРМЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
Введенные в действие с января 1975 г. нормы проектирования [12]
алюминиевых конструкций СНиП II-24-74* являются третьим по счету
нормативным документом, разработанным в нашей стране. По струк-
туре они близки к нормам проектирования стальных конструкций
СНиП П-В.3-72.
Из большого числа марок алюминия, производимых отечественной
промышленностью, к использованию в строительстве СНиП 11-24-74
рекомендует всего шесть**. В их числе три марки термически неупроч-
няемого алюминия и три марки термически упрочняемого алюминия
(табл. 10.1). Ограничение числа марок алюминия продиктовано произ-
водственными соображениями.
Таблица ЮЛ. Основные характеристики сплавов, рекомендованных к применению
в строительстве по [12] *
Марка и со- стояние алю- миния Вид полуфабри- ката Расчетное сопротивление, МПа Группа применения
« 1 ^ср } , ^см.т 1 1 И | III 1 IV
АД1М Листы 25(35) 15 40 к. * .. . —
АМцМ » 40(55) 25 60 — — — —
АМг21/2Н » 125 75 185 -- + 4- +
АМг2М Листы и трубы 70(85) 40 105 — - 1 + —
АД31Т5 Профили 100 60 150 + — —
АД31Т1 » 125 75 185 — 4-
АД31Т Профили и тру- бы 55 35 80 + + +
1925 То же 180 105 270 — — +
1925T » 180 105 270 — — — 4-
1915 > 180 105 270 — + + +
1915Т » 200 120 300 — 4- 4- +
* С учетом изменений введенных в действие с 1 июля 1981 г.
Примечания: 1. В скобках указаны расчетные сопротивления алюминия растяжению
для конструкций, эксплуатация которых возможна и после достижения материалом
предела текучести.
2. Характеристику коррозионной стойкости марок алюминия следует принимать в
соответствии с главой СНиП по защите строительных конструкций от коррозии.
В нормах приведены рекомендации по использованию марок алю-
миния и полуфабрикатов из них в зависимости от назначения конст-
* С 1 июля 1981 г. введены в действие некоторые изменения и дополнения к главе СНиП
П-24-74. Основные из них сводятся к следующему*
1. Дополнительно к установленным ранее рекомендованы к применению: алюминий марки
АД31—в состоянии после неполной закалки и искусственного старения (АД31Т5), и алюминий ма-
рок 1915 и 1925 —без какой-либо дополнительной обработки, после горячего прессования. В связи
с этим сделаны необходимые дополнения в таблицах расчетных сопротивлений материалов конст-
рукций, соединений, коэффициентов ф и значений условной поперечной силы.
2. В соответствии с пересмотром ГОСТов изменены значения расчетных сопротивлений некото-
рых марок и состояний алюминий — R, а также расчетных сопротивлений сварных соединений —
kCB и расчетных сопротивлений на смятие в соединениях на заклепках — рзакл и на ($олтах—
3. Увеличены (почти в 2 раза наибольшие отношения — 1/&, при которых не требуется произ-
водить проверку устойчивости балок по формуле: M/W=C<PqR.
** В нормах проектирования, действовавших с 1965 по 1974 г. (СНиП П-В.5-64), имелось 15
марок алюминия, а с учетом их разного состояния поставки 22 наименования.
130
рукций, которые разбиты на четыре группы: группа I — ограждающие
и другие конструкции типа оконных и дверных заполнений, подвес-
ных потолков, перегородок, витражей и т. п.; группа II — конструкции,
выполняющие одновременно несущие и ограждающие функции: блоки
покрытий, кровельные и стеновые панели и т. п.; группа III — несущие
сварные конструкции: фермы, колонны, прогоны, пространственные
решетчатые покрытия, сборно-разборные конструкции каркасов зда-
ний, покрытия больших пролетов и др.; группа IV«— клепаные конст-
рукции, а также элементы конструкций, не имеющие сварных соеди-
нений.
Данные, приведенные в табл. 10.1, дают представление о возмож-
ностях выбора алюминия при достаточно широком диапазоне прочно-
стных показателей (7?=25... 200 МПа). Большинство из этих сплавов
обладают высокой стойкостью против коррозии; все они, за исключе-
нием сплава 1925Т, хорошо свариваются.
Основное расчетное сопротивление алюминия /?, принятое единым
при расчетах на растяжение, сжатие и изгиб, установлено делением
нормативного сопротивления Rn на коэффициент безопасности по ма-
териалу kM. При этом за нормативное сопротивление принимается ус-
ловный предел текучести либо временное сопротивление разрыву,
значения которых установлены ГОСТом и ТУ.
Диаграмма а—е алюминия не имеет выраженной площадки теку-
чести (см. рис. 9.2), поэтому за предел текучести принято напряжение,
соответствующее остаточному удлинению, равному 0,2 % Численные
значения коэффициентов безопасности по материалу при определении
расчетного сопротивления по пределу текучести приняты равными
&м=1,1, при определении расчетного сопротивления по временному со-
противлению разрыву — &м=1,6.
За расчетное сопротивление принимается меньшая из двух величин,
определенных по п0,2 и ов.
Для конструкций, эксплуатируемых при расчетных температурах
наружного воздуха 50—100° С, расчетные сопротивления понижаются
умножением основного расчетного сопротивления на коэффициент
Кт. Значение этого коэффициента для алюминия марок АМг2, АД31,
1915 и 1925 вне зависимости от состояния поставки Ат=0,9 и для
алюминия марок АД1 и АМц — Ат=0,85.
Расчетные сопротивления алюминия на срез Яср, смятие торцевой
поверхности /?См.т и смятие местное при плотном касании /?См.м уста-
новлены умножением основного расчетного сопротивления R на соот-
ветствующие коэффициенты перехода: Аср=0,6; КСм.т = 1,5 и Асм.м =
=0,75.
На прочность конструкции рассчитывают по упругой стадии рабо-
ты материала. Исключением являются некоторые виды листовых кон-
струкций, эксплуатация которых допускается в стадии развития плас-
тических деформаций. В этих случаях расчетное сопротивление алю-
миния марки АМг2 на растяжение принимается увеличенным против
основного на 20%, а для марок АД1 и АМц — на 40%.
Значения коэффициентов условий работы т для элементов алюми-
ниевых конструкций приняты несколько сниженными по сравнению с
коэффициентами для стальных конструкций. Например, для сжатых
элементов решетки плоских ферм т = 0,75 при Х>50 и т=0,9 при
Х^50, вместо т = 0,8 при Х^60 для стальных элементов; в простран-
ственных конструкциях для раскосов из одиночных уголков при креп-
лении их к поясам одной заклепкой или болтом т=0,6 вместо т—
=0,75.
9*
131
В связи с пониженным значением модуля упругости предельные
значения гибкостей для сжатых и для растянутых элементов алюмини-
евых конструкций установлены на 20—30% ниже, чем для стальных.
На 25% снижена предельная гибкость для отдельных ветвей составных
центрально-сжатых стержней (Хв^30, против Хв=С40 для стального
стержня). По тем же соображениям предельное расстояние между
соединениями (прокладками, шайбами и т. п.) составных сжатых эле-
ментов, рассчитываемых как сплошностенчатые, уменьшено до 30 ч
(против 40 ч).
§ 2. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ КОНСТРУКЦИЙ
1. Центрально-растянутые
и центрально-сжатые элементы
При расчете на прочность стержней, работающих на осевую силу,
должно удовлетворяться условие N^.FBTR.
Использование алюминия с расчетным сопротивлением, близким к
расчетному сопротивлению стали, может обеспечить существенное сни-
жение массы центрально-растянутых стержней. Соотношение масс
алюминиевых и стальных стержней, воспринимающих одинаковые уси-
лия растяжения, определяется выражением
„р San_____Тал' ^ал _ Тал ‘^ст
** g ——- •
ёст Уст’** ст Уст'^ал
Так, при замене стали класса С38/23 (у=7,85 т/м3; /?=210 МПа)
на алюминиевый сплав 1915Т (у=2,77 т/м3; R=200 МПа) масса рас-
тянутого стержня снижается в 2,7 раза.
При расчете центрально-сжатых стержней на устойчивость долж-
но соблюдаться условие N^2FqR, где q=aKp/kR>
В стадии упругой работы материала (точнее до предела пропорци-
ональности) критическое напряжение устойчивости стержня, сжимае-
мого осевой силой, определяется уравнением Эйлера оКр. Э=л2Е'/Х2.
Если для стали класса С38/23 (оПц=200 МПа) нижняя граница при-
менимости уравнения Эйлера соответствует гибкости Хэ=102, то для
алюминия 1915Т (<Тпц=180 МПа), близкого по прочности к стали
класса С38/23, размер Эйлеровой гибкости значительно ниже, (Хэ =
=3,14)^71000/180=62) (рис. 10.1).
Значение коэффициента безопасности k, учитывающего начальные
погиби и другие факторы, снижающие критическое напряжение, для
алюминиевых стержней принято несколько большим, чем для сталь-
ных.
Потеря устойчивости сжатого стержня, поперечное сечение которо-
го имеет только одну ось симметрии (тавр, швеллер и др.), происходит
в изгибно-крутильной форме. При этом значения критического напря-
жения и, следовательно, коэффициента <р оказываются несколько
меньшими, чем для стержня, имеющего в сечении две оси симметрии.
Это нашло отражение в нормах проектирования алюминиевых конст-
рукций что видно из рассмотрения графика <p=f(X), построенного
для стержней с различными формами поперечных сечений (рис. 10.2).
Вследствие относительно низких значений коэффициента ср исполь-
зование алюминия в сжатых стержнях большой и даже средней гиб-
кости оказывается малоцелесообразным.
Представленные на рис. 10.3 кривые зависимости
132
/ССЖ ~ ^аЛ
£ ёст
Уал^ал Тал Фст^ст
Уст^сг Уст Фал^ал
выражающие отношение погонных масс центрально-сжатых стержней,
обладающих равной несущей способностью, при одинаковых расчетных
длинах, форме и высоте сечения (а следовательно, и близких по гибко-
сти) позволяют в первом приближении оценить возможности снижения
Рис. 10.1. Зависимость aKp-f(A.)
1 — алюминий 1915Т; 2 — сталь С38/23
1 — 1915Т; 2 — 1925Т; 3 — АД31Т1 и
АМг2П; 4 — АМг2М
Рис. 10.2. Зависимость
1—алюминий 1915Т; 2—то же, АД31Т------ сече-
ния с двумя осями симметрии;----сечения с од-
ной осью симметрии; —•— сталь С38/23
массы стержня при замене стали клас-
са С38/23 на алюминий соответствую-
щей марки.
Следует отметить, что использова-
ние сплавов высокой прочности в сжа-
тых стержнях оказывается малоэф-
фективным даже при малых гибкос-
тях. Так, при Х=30 замена сплава
АД31Т1 сплавом 1915Т с расчетным сопротивлением на 33% выше, чем
у первого, позволяет улучшить показатель массы всего на 10%. С уве-
личением гибкости этот процент постепенно снижается и при Х=110
значение коэффициента Кс* для всех сплавов приближается к единице.
В этом случае алюминиевый стержень имеет такую же погонную массу,
как и стержень из стали класса С38/23, а площадь сечения алюминиево-
го стержня, определяемая выражением
г Уст р
^ал — _ ^ст>
Уал
должна быть примерно в 3 раза больше, чем стального.
Увеличение радиуса инерции за счет высоты сечения позволяет сни-
зить гибкость стержня и, следовательно, улучшить показатель К.™. Огра-
ничением на этом пути является необходимость обеспечения местной
устойчивости (см. п. 3).
2. Элементы, работающие на поперечный
изгиб (балки)
Алюминиевые балки рассчитывают на прочность по тем же форму-
лам, что и стальные. Учет пластических деформаций при этом не до-
пускается. Это связано с более ограниченной, чем у стали, зоной упру-
гопластической стадии работы материала, а также с недостаточной
изученностью действительной работы изгибаемых элементов из алю-
миния в стадии развития пластических деформаций материала.
133
Из выражения критического напряжения потери устойчивости из-
гибаемого стержня
можно видеть, что поскольку значения модуля продольной упругости
и модуля сдвига алюминия примерно в 3 раза меньше соответствую-
щих значений для стали, то и критические напряжения при всех ос-
тальных равных параметрах находятся в соответствии
°кр.ал ^/ЗСкр.ст"
Общая устойчивость балок обычно обеспечивается конструктивны-
ми мероприятиями, например постановкой связей в уровне сжатого
пояса. Поскольку критическое напряжение потери устойчивости изги-
баемого стержня из алюминия значительно меньше, чем из стали, рас-
стояния между точками раскрепления алюминиевых балок связями
должны быть существенно меньшими, чем при раскреплении стальных
балок.
В нормах на проектирование [12] даются предельные отношения,
при которых проверки устойчивости балки не требуется. Для алюми-
ниевых балок эти отношения значительно меньше, чем для стальных.
Например, для сварной балки из сплава 1915Т (7?=200 МПа) с пара-
метрами К/Ъ=Ъ и /г/б1=1ОО при нагрузке, приложенной к верхнему
поясу балки, наибольшее отношение Z/&, при котором не требуется про-
верка устойчивости (по табл. 17 [12])
Для сварной балки из стали класса С38/23 при тех же параметрах
(по табл. 11 СНиП П-В.3-72) Z/6^14.
Необходимость столь частого раскрепления алюминиевых балок
приводит к дополнительному расходу металла.
При расчете изгибаемых элементов на деформативность наиболь-
ший относительный прогиб от нормативных нагрузок не должен пре-
вышать предельного, установленного нормами,
f/l^A/EJ
где А — параметр, зависящий от расчетной схемы балки, размеров пролета и нагрузок.
Предельные прогибы отражают эксплуатационные требования к
различным видам конструктивных элементов. Для алюминиевых балок
они установлены такими же, как для стальных. Очевидно, что при про-
чих равных условиях прогибы алюминиевой и стальной балки будут
равны только тогда, когда момент инерции алюминиевой балки будет
почти в 3 раза больше, чем у стальной. Отсюда в ряде случаев вытека-
ет необходимость в существенном увеличении высоты алюминиевой
балки, что приводит к дополнительному расходу материала. При соот-
ветствующем обосновании нормы допускают увеличение предельного
прогиба алюминиевых балок на 20—25% (см. прим. 1 к табл. 48 [12]).
3. Внецентренно-растянутые
и внецентренно-сжатые элементы
Прочность алюминиевых стержней, работающих на одновременное
действие осевой силы и изгибающего момента, проверяется по упругой
стадии работы материала. Для алюминиевых конструкций в абсолют-
ном большинстве случаев решающим является расчет на устойчивость
в плоскости действия момента Л^фвн/7/?. Коэффициент срвн для сплош-
134
ностенчатых стержней определяется в функции условной гибкости X
=ЛК R/E и приведенного эксцентриситета mi=r]e/p (по табл. 64
[12J).
Представленные на рис. 10.4 кривые зависимости
^.вн_ £ал_____Тал Фвя-ст ^ст
8 Sci Уст Фвн.ал ^ал
выражающие отношение погонных
ней, обладающих равной несущей
способностью, при одинаковых рас-
четной длине, эксцентриситете, фор-
ме и высоте сечения позволяют в
первом приближении оценить воз-
можности снижения массы стержня
при замене стали класса С38/23 на
алюминий 1915Т. При этом можно
видеть, что при больших гибкостях
стержней эффективность примене-
ния алюминия возрастает с увеличе-
нием приведенного эксцентриситета.
масс внецентренно-сжатых стерж
Рис. 10.4. ЗависимостьKgH ==[(М mi)
§ 3. ОБЕСПЕЧЕНИЕ МЕСТНОЙ УСТОЙЧИВОСТИ СТЕНОК И ПОЛОК СТЕРЖНЕЙ
В пределах упругой работы материала выражение критического на-
пряжения потери устойчивости тонкостенной прямоугольной пластинки
________Сп2Е / 6 \2
^р.м- 12ц _рВ) {а) •
Коэффициент С зависит от отношения большей стороны пластинки
к меньшей (b/a^l), способа закрепления граней и характера распре-
деления напряжений по ним.
Поскольку для алюминия и стали коэффициент Пуассона близок
по значению и принят в нормах у,=0,3, критическое напряжение можно
записать в виде
_ / 6 \2
^кр.м — I $
\ а 1
где
л2с
С< =-----~----= о,9О4С.
1 12(1— у?)
График изменения коэффициента Ci в зависимости от характера
распределения нормальных напряжений по ширине пластинки, свобод-
но опертой по двум длинным сторонам, представлен на рис. 10.5.
Приравнивая выражение критического напряжения к нормативному
пределу текучести материала, можно определить предельное значение
отношения ширины пластинки а к ее толщине 6:
при действии нормальных напряжений
а
б
СгЕ
при действии касательных напряжений
а . 1 CjE
6 Г 0,6а”
135
Рис. 10.5. Зависимость Cj = f[a=((T—aj/a] для прямоуголь-
ной пластинки, шарнирно-опертой по двум длинным сторонам
Значения коэффициентов Ct и предельных зна-
чений а/6 для некоторых основных расчетных схем
прямоугольных пластинок приведены в табл. 10.2.
Таким образом, можно сделать вывод, что при
проектировании алюминиевых конструкций отноше-
Таблица 10.2. Предельные значения а/8 для разных случаев закрепления пластинки
Примечания: 1. Условия закрепления пластинки: А — шарнирно оперта по одной из
длинных сторон; Б — защемлена по одной из длинных сторон; В — шарнирно оперта
по двум длинным сторонам; Г — защемлена по двум длинным сторонам; Д — шарнир-
но оперта по четырем сторонам; Е — защемлена по четырем сторонам. 2. Для расчет-
ной схемы 4 значения a/б при Ь/а=оо.
ниеа/б, определяемое из условия обеспечения местной устойчивости, при
всех видах напряженного состояния следует принимать в 1,73]^ Ran/Ren
раз меньшим, чем в конструкциях из стали.
1. Стенки балок
Стенки алюминиевых балок, даже сравнительно небольшой высоты,
приходится укреплять поперечными и продольными ребрами жесткости.
Поперечные ребра жесткости в соответствии с требованием норм следу-
ет ставить при отношении высоты к толщине стенки /1о/бст^ 60. Про-
верки устойчивости стенки балки не требуется, если при отсутствии
местного напряжения в сжатой зоне отношение й0/бст не превышает
значений, ограниченных кривыми на рис. 10.6. ,
136
Так, для сварной или прессованной
балки из алюминия марки 1915Т (7?=
=200 МПа) Ло/6СТ^55, тогда как для
балки из стали класса С38/23 (/?=
=210 МПа), Ло/бстСПЮ, т. е. при оди-
наковой высоте стенка алюминиевой бал-
ки должна быть в 2 раза толще стенки
стальной балки. В клепаной балке оди-
наковой высоты со сварной стенка может
быть принята несколько тоньше, что свя-
зано с более жестким закреплением стен-
ки в поясах (близким к защемлению).
Проверка устойчивости стенки балки
производится с учетом всех компонентов
ее напряженного состояния: а, ом и т
[12].
Рис. 10.6. Отношение йс/6Ст, при
котором не требуется проверка
устойчивости стенки балки
1 — алюминиевая сварная или прессо-
ванная; 2 — то же, клепаная; 3—сталь-
ная
2. Стенки центрально-сжатых стержней
В стержнях, работающих на осевое сжатие, наибольшее отношение
высоты стенки hQ к ее толщине 6Ст зависит от прочностной характери-
стики материала R, условной гибкости R/Е, а также от формы
(типа) сечения стержня, которая определяет степень закрепления стен-
ки в поясах.
Для сварных и прессованных алюминиевых стержней различной
формы поперечного сечения наибольшее отношение fto/бст при услов-
ных гибкостях и определяется по графику (рис. 10.7), по-
строенному по формулам табл. 34 СНиП [12].
Для стержней швеллерной и т.п. формы сечения (тип II) из алю-
миния 1915Т (/?=200 МПа) при малых значениях гибкости Х^1 (Х=
=Х/E/R=l V 71000/200=19) отношение Л0/бст = 27. Это пример-
но на 20 % меньше, чем получен-
ная теоретически для пластинки,
шарнирно-опертой по двум длин-
ным сторонам (см. табл. 10.2,
схема 2,В).
Предельные отношения Ло/бСт
при гибкостях в интервале 1<
<Л<5 вычисляются линейной
интерполяцией. В случае недона-
пряжения значения /i0/6CT опре-
деленные по графику (рис. 10.7),
Рис. 10.7. Наибольшие значения й0/бст
для стенки центрально-сжатых стерж-
ней
Рис. 10.8. Наибольшие значения ft0/6CT
для стенки центрально-сжатых стержней
двутаврового сечения
/ — из алюминия 1915Т; 2 — то же, АД31Т;
3 — из стали класса С 38/23
137
Рис. 10.9. Зависимость
р/"раз, но не более чем на 50 %. По нор-
мам наибольшее отношение Ло/6СТ во всех слу-
чаях не должно превышать 120, а для стенки
двутавра (тип сечения Н-А) быть не более 100.
Графики (рис, 10.8) зависимости Ло/6Ст=/(Х),
построенные для стержней двутаврового сечения
из алюминия и стали, показывают, что отноше-
ние (Ао/бст.ал) •’(Ло/бст.ст) остается постоянным в
достаточно большом диапазоне гибкостей.
3. Стенки внецентренно-сжатых стержней
Для стенок внецентренно-сжатых стержней набольшее отношение
60/6ст определяется в зависимости от а=(о—о')/а, характеризующей
распределение напряжений по высоте стенки (см. рис. 10.5). При а =5^0,5
коэффициент Ci увеличивается медленно, а следовательно, отношение
йо/6ст может приниматься, как для центрально-сжатого стержня. При
а>1 значение возрастает быстрее. В соответствии с нормами [12]
должно соблюдаться условие /io/бст^ЮО ККз/о, где А3=[(а), прини-
мается по графику (рис. 10.9). В интервале 0,5<а<1 отношение А0/6Ст
может приниматься по линейной интерполяции.
В случае укрепления стенки стержня продольным ребром жестко-
сти часть стенки между поясом и ребром рассматривается как само-
стоятельная пластинка.
4. Сжатые полки стержней
Для центрально- и внецентренно-сжатых стержней наибольшее от-
ношение неокаймленного свеса полки b к ее толщине б определяется в
зависимости от расчетной характеристики материала R, условной гиб-
кости % и типа сечения стержня по графику (рис. 10.10) в пределах
6/6 <25. Наибольшая ширина сжатого пояса прессованных сварных и
клепаны?: балок с поясными листами назначается по тому же графику
при А.^1; в клепаной балке, не имеющей горизонтальных листов в сжа-
том поясе, наибольшие размеры неокаймленных полок уголков прини-
маются по кривой для IV типа сечения.
В случае недонапряжения значения 6/6, определенные по графику,
могут быть увеличены в 1,5 раза, но не должны превышать 30.
ЧА' А Л'
Здесь ст— большая из величин:ст=—— или ст =—-для центрально-сжатых стер-
N N Х У М
жней; ст— —-- или ст = —--— для внецентренно-сжатых стержней;ст=~— или
F<pBH Гсфу F ^нт
М
о = —-— — для балок.
№фб
Существенное увеличение отношения 6/6 может быть достигнуто
при использовании прессованных профилей с полками, имеющими утол-
щения граней (бульбы).
Предельное отношение ширины свеса 6', измеряемого от центра утол-
щения (бульбы) до грани примыкающей стенки (полки) к толщине
свеса 6 определяется по формуле
Ь'/Ь < КЬ/8,
138
Рис. 10.10. Наибольшие значения 6/6 для
неокаймленных свесов полок сжатых стерж-
ней
Примечание. При промежуточных значениях
и 5 величина &/0 принимается по линей-
ной интерполяции
где К — коэффициент, определяется по графи-
ку, представленному на рис. 10.11; 6/6 —отно-
шение по графику рис. 10.10.
С увеличением размера бульб ус-
тойчивость полок сильно возрастает.
Это видно на рис. 10.11 и 10.12, на ко-
торых предельные отношения свеса
полки Ь' (со свесом, подкрепленным
бульбой) к толщине 6 представлены в
зависимости от D/d и гибкости А для
сжатых стержней из алюминия 1915Т
Рис. 10.11. Зависимость K=f(X; ₽ =
=6/6; D/б)
--- для стержней с формой сечения: дву-
тавр и швеллер;--------- — то же, уголок,
тавр, крест; а — при 0 = 7,5..., 12; b — при
Р“16.. .20
Примечание. Для промежуточных зна-
чений 0 (от 12 до 16) коэффициент К. оп-
ределяется по линейной интерполяции
Рис. 10.12. Предельные отношения
6/6 для полок сжатых стержней дву-
таврового сечения без бульб и б'/б —
для сечений с бульбами
------ алюминий 1915Т; —-----сталь
класса С38/23
(при отношении b/d = 7,5... 12).
Для сравнения на рис. 10.12 показано, как изменяется предельное
отношение b/d для полки сжатого стержня из стали класса С38/23.
ГЛАВА 11. СОЕДИНЕНИЯ АЛЮМИНИЕВЫХ
КОНСТРУКЦИЙ
В конструкциях из алюминия применяют сварные, заклепочные,
болтовые, паяные, клеевые, а также комбинированные (клеесварные,
клееболтовые и т. п.) соединения. Выбор вида соединения зависит как
от типа конструкции, так и от марки и состояния сплава. Применение
соединений, в которых часть усилий воспринимается сварными швами,
а часть заклепками или болтами, не допускается.
139
§ 1. СВАРНЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
1. Способы сварки
Алюминиевые конструкции можно сваривать практически всеми из-
вестными способами сварки: газовой, электродуговой, электроконтакт-
ной и др. [ 1, 2, 5, 6, 12].
Тепловое воздействие при сварке приводит к изменению механичес-
ких свойств алюминия в околошовной зоне, в ряде случаев более зна-
чительному, чем при сварке стали.
В полуфабрикатах, упрочненных холодной деформацией (нагарто-
ванных или полунагартованных), прочность при сварке снижается в ре-
зультате отжига.
Прочность сварных соединений конструкций из термически упрочнен-
ных сплавов находится в зависимости от состава легирующих компонен-
тов и состояния сплава (естественное или искусственное старение). Так,
прочность сварного стыкового соединения алюминия марки АД31, на-
ходящегося в естественном состаренном состоянии (АД31Т), прибли-
жается к прочности основного металла, тогда как при сварке алюминия
той же марки в искусственно состаренном состоянии (АД31Т1) проч-
ность снижается почти на 50%.
Столь значительное снижение прочности металла в околошовной зо-
не характерно для всех сплавов в искусственно состаренном состоянии.
В некоторых случаях термическая обработка конструкций после
сварки дает возможность улучшить прочностные свойства сварных сое-
динений, однако из-за очень больших производственных трудностей это
практически не используется.
Большое влияние на качество металла шва оказывают окислы алю-
миния. Следует заметить, что сварка возможна лишь при условии чис-
тоты свариваемых поверхностей. Изделия должны быть тщательно очи-
щены от грязи, жира и непосредственно перед сваркой от окисной плен-
ки, поскольку образование ее происходит очень быстро.
В процессе сварки, под действием высоких температур, окисление
происходит особенно интенсивно, поэтому очень важно обеспечить за-
щиту металла от кислорода воздуха.
Наибольшее распространение получил способ электродуговой свар-
ки в среде защитного газа. Этот способ обеспечивает более высокое ка-
чество сварных соединений. В качестве защитного газа используют ар-
гон (аргонно-дуговая сварка).
Аргоно-дуговая сварка может осуществляться с помощью непла-
вящегося (обычно вольфрамового) электрода или плавящимся голым
(без обмазки) электродом (рис. 11.1). При первом способе сварку мо-
жно выполнять с присадкой или без нее (соединение осуществляется
расплавленным металлом изделия). Присадочный материал обычно
вводится в процессе сварки расплавлением проволоки, подобно тому,
как это делается при газовой (кислородно-ацетиленовой) сварке. Свар-
ку с помощью неплавящегося электрода применяют при соединении из-
делий малой толщины (до 6—10 мм).
Для сварки изделий средней и большой толщины более удобным и
дающим лучшие результаты оказывается способ сварки плавящимся
электродом.
Автоматическая сварка в среде защитного газа может выполняться
на скоростях, в полтора раза превышающих скорость автоматической
сварки по слою флюса.
При сварке элементов малой толщины (1—2 мм) внахлестку при-
140
меняют контактную электро-
сварку (точечную или ролико-
вую). Роликовая сварка в за-
водских условиях обеспечива-
ет получение прочных и водо-
непроницаемых соединений.
Газовая сварка, электроду-
говая сварка электродами с
обмазкой, а также сварка под
слоем флюса (широко приме-
няемая при сварке стальных
конструкций) редко применя-
ются при изготовлении алюми-
ниевых конструкций как не
имеющие преимуществ перед
аргонно-дуговой и контактной.
Рис. ПЛ. Схема процесса аргонно-дуговой
' сварки
а — неплавящимся электродом; 1 — вольфрамовый
электрод; 2 — газовое сопло; 3 — электрическая ду-
га; 4—зона газовой защиты; 5 — присадочная про-
волока; б — плавящимся электродом; 1— сварочная
проволока; 2 — газовое сопло; 3—электрическая дуга;
4 — зона газовой защиты
2. Расчет сварных соединений
Сварные соединения в конструкциях из алюминиевых сплавов рас-
считывают по тем же формулам, что и соединения конструкций из ста-
ли [12].
В качестве расчетных характеристик сварных швов принимают:
/ш — расчетная длина шва, равная его полной длине за вычетом 36 (при
сварке встык) или 3/гш (при сварке угловыми швами); при выводе шва
за пределы соединения (на подкладки и т.п.)—принимается полная
длина шва; б — наименьшая толщина соединяемых элементов; hm —
толщина углового шва, равная катету вписанного равнобедренного тре-
угольника; р — коэффициент, при автоматической одно- и двухпроход-
ной сварке равный 0,9, во всех других случаях — 0,7.
Расчетные сопротивления сварных соединений, выполняемых аргон-
но-дуговой сваркой, в конструкциях из сплавов, рекомендуемых норма-
ми, приведены в таблице 11.1.
В большинстве случаев расчетные сопротивления для стыковых швов
и для алюминия в околошовной зоне (сечение 1—1 рис. 11.2) одина-
ковы. Исключение составляет случай соединения внахлестку фланго-
выми швами (рис. 11.2, в) в конструкциях из термически упрочненных
сплавов.
Сравнивая расчетные сопротивления алюминия R в околошовной
зоне (табл. 11.1) и вне ее (см. табл. 10.1), можно видеть, сколь резко
падает прочность упрочненного материала (АМгё’/гН, АД31Т5, АД31Т1)
в результате нагрева. И только для сплава 1915Т снижение прочности
Рис. 11.2. К проверке напряжений в околошовной зоне в сварных соединениях
а— встык; б — внахлестку лобовыми швами; в — внахлестку фланговыми швами; /—Z — расчетное
сечение; г —к проверке напряжений в околошовной зоне по сечению 11—11 нестыкуемого элемента;
1 — прикрепляемый элемент
141
Таблица 11.1. Расчетные сопротивления сварных соединений, выполняемых аргонно
дуговой сваркой [12] *
Марка Расчетные сопротивления» МПа
алюминия электродной или приса- дочной проволоки сварных швов алюминия в околошовной зоне (сечение /—/) в сое- динениях по рис.
стыковых угловых 11.2 а, б 11.2в
дсв „св Яр „СВ „св «ср „св «у a s °? аг а: «ср о с* к ОТ ct; о;
АД1М СвА! 25 15 20 25 15 25
АМцМ СвАМгЗ 40 25 30 40 25 40
АМг2М, АМг21/2Н СвАМгЗ 65 40 45 65 40 65
АД31Т СвАмгЗ; 1557 55 35 45 55 35 50
АД31Т5 СвАМгЗ; 1557 вольфра- мовым электродом То же, плавящимся электродом 65 65 40 40 45 45 65 65 40 40 60* 75*
АД31Т1 СвАМгЗ; 1557 вольфра- мовым электродом То же, плавящимся элек- тродом 80 80 50 50 45 45 80 80 50 50 80* 105*
1915 1557 вольфрамовым электродом То же, плавящимся электродом 145 145 90 90 ПО ПО 145 145 90 90 130* 145*
1915Т (6=^5...12 мм) 1557 вольфрамовым электродом То же, плавящимся электродом 160 160 105 105 по но 160 160 105 105 145* 160*
• С учетом изменений, введенных в действие с 1 июля 1981 г.
Примечания: 1. Расчетные сопротивления, отмеченные звездочкой, относятся к соеди-
нениям внахлестку из профильных элементов.
2. Значения расчетных сопротивлений сварных стыковых швов относятся к соеди-
нениям, качество которых помимо наружного осмотра контролируется физическими
методами.
оказывается незначительным, что объясняется способностью сплавов
системы А1—Mg—Zn к самоупрочнению.
Местное ослабление при сварке происходит и в нестыкуемом элемен-
те вблизи прикрепления к нему другого элемента (рис. 11.2,а).
Напряжение по сечению II—II в нестыкуемом элементе при расчете
142
на прочность не должно превышать расчетного сопротивления алюми*
ния в околошовной зоне.
При расчете соединений внахлестку, осуществляемых точечной свар-
кой, несущая способность точек, выполненных при помощи контактной
или аргонно-дуговой сварки, в конструкциях из алюминия АМг2 прини-
мается по табл. 11.2.
Таблица 11.2. Расчетные сопротивления (несущая способность) сварных точек [12]
Способ сварки Марка Толщина, элемента, мм ^в. кН
алюминия электродной проводки
Аргонно-дуговая плавящимся электродом АМг21/2 Н СвАМгЗ или 1557 1+1 2
1+2 2,4
1,5+1,5 3
2+2 3,4
Контактная АМг21/2 Н или АМг2М I 0,8
1,5 1,3
2 1 i 2
Примечание. Для контактной сварки указана толщина наиболее тонкого элемента; для
аргонно-дуговой — первой указана толщина верхнего элемента.
Расчетные сопротивления на срез сварных соединений внахлестку,
выполненных контактной роликовой сваркой, для алюминия марок
АД1М, АДМ и АМгё’АН принимаются равными основным расчетным
сопротивлениям этих сплавов 7?рол=^сР- Для алюминия марки АМг2 в
полунагартованном состоянии (АМг2Н) расчетное сопротивление опре-
деляется в зависимости от толщины более тонкого из свариваемых эле-
ментов 6, мм,
/?'вол = (0>9-0,15)Я.
Поскольку ширина литой зоны при роликовой сварке получается в
3—4 раза больше толщины наиболее тонкой детали, прочность соеди-
нения обычно не проверяют.
§ 2. ЗАКЛЕПОЧНЫЕ И БОЛТОВЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
Соединения на болтах или заклепках [1, 5, 6, 12], хотя и связаны с
некоторым ослаблением сечения элементов конструкций, все же имеют
некоторые преимущества перед сварными соединениями, так как не вы-
зывают структурных изменений материала.
1. Заклепочные соединения
Чтобы исключить вредное влияние местного нагрева в процессе
клепки, заклепки из алюминиевых сплавов ставят в холодном состоя-
нии. Материалом для заклепок служат сплавы повышенной пластич-
ности.
Перед постановкой в конструкцию заклепки из термоупрочняемых
сплавов подвергают закаливанию при температуре около 500° С. Наи-
143
Рис. 11.3. Формы замыкающих головок
а — круглая; б — плоскоконическая; в — конусообразная;
г —венечная; д — составная заклепка НИИ мостов;
1 — полый стержень; 2 — конический стержень; 3 — за-
клепка в конструкции
большее время с момента
термической обработки за-
клепки до процесса клепки
определяется скоростью
процесса старения материа-
ла. Для дуралюмина это
время невелико. Например,
для сплава Д16п оно со-
ставляет всего 20 мин. Срок
между термообработкой и
постановкой заклепок мо-
жет быть увеличен хранени-
ем заклепок в холодильни-
ке. Так, тот же сплав Д16п,
находящийся при /=0 °C,
сохраняет свежезакаленное
состояние 20 ч. Поскольку
упрочнение материала про-
текает в заклепках, постав-
ленных в конструкцию, воз-
можность загружения конструкции определяется временем, необ-
ходимым для достижения материалом заклепок требуемой проч-
ности (обычно 5—10 дней). При применении заклепок из алю-
миния типа магналии, не подвергающихся упрочнению термооб-
работкой, эти трудности отпадают. Работа заклепки, поставлен-
ной в холодном состоянии, отличается от работы заклепки, постав-
ленной после нагрева до соответствующей температуры. Как известно,
стержень заклепки, поставленной в горячем состоянии, при остывании,
сокращаясь в длине, стягивает соединяемые элементы, что и определя-
ет работу заклепочного соединения в первой стадии в результате сил
трения. При холодной клепке такого стягивания листов не происходит
и соединение сразу работает в результате упругих деформаций: смятия
и среза. Такая работа заклепок, установленных в холодном состоянии,
аналогична второй стадии работы соединения на заклепках, поставлен-
ных в горячем состоянии.
Чтобы заклепка, поставленная в холодном состоянии, хорошо рабо-
тала, небоходимо полное заполнение отверстия ее стержнем. Заклепки
ставят в отверстия, рассверленные в пакете.
В процессе клепки соединяемые элементы должны быть хорошо при-
жаты друг к другу, что обеспечивается более частой постановкой сбо-
рочных болтов. После снятия этих болтов в заклепочных стержнях воз-
никают растягивающие напряжения; они, однако, значительно меньше
растягивающих напряжений, возникающих при остывании заклепки, по-
ставленной в горячем состоянии. Вследствие этого усилие, передавае-
мое на заклепочную головку, оказывается сравнительно небольшим и,
следовательно, размеры головки могут быть приняты меньшими по срав-
нению с применяемыми в стальных заклепках. С другой стороны, обра-
зование замыкающей головки заклепок больших диаметров (16—20 мм)
при холодном способе клепки даже из мягкого (неупрочненного) алю-
миния требует больших усилий. Стремление уменьшить это усилие при-
вело к изысканию новых форм замыкающих головок (рис. 11.3).
Сжимающее усилие, необходимое для образования замыкающей го-
ловки заклепки диаметром 20 мм из дуралюмина Д18, при обычной
полукруглой форме —690, при плоскоконической —430, и при конусооб-
разной—350 кН. При постановке заклепок того же диаметра из сплава
144
Д1 усилия, необходимые для формирования головок, по сравнению с
приведенными, возрастают в 1,3—1,4 раза.
Клепка конструкций в заводских условиях осуществляется на ско-
бах большой мощности. В монтажных условиях, когда клепка ведется
с помощью пневматических молотков, форма замыкающей головки име-
ет особое значение. Так, при клепке конструкций моста через р. Сегени
(см. рис. 8.1) были использованы заклепки диаметром 20,6 мм с замы-
кающей головкой венечной фцрмы (рис. 11.3,г). Чтобы облегчить про-
цесс клепки в холодном состоянии, предлагались и другие формы замы-
кающих головок, а также составные заклепки. Так, заклепки, разрабо-
танные в НИИ мостов (Ленинград), состоят из двух частей: полого ци-
линдрического стержня с головкой и конического стержня с головкой
(рис. 11.3, д). Последний в процессе клепки запрессовывается в полость
цилиндрического стержня. Испытания показали, что такие заклепки хо-
рошо заполняют отверстия и надежно работают при статической и ди-
намической нагрузке.
2. Болтовые соединения
В конструкциях из алюминия используют алюминиевые болты,
стальные из стали обычной и высокой прочности (высокопрочные бол-
ты), алюминиевые болты с обжимными кольцами.
Алюминиевые болты, так же как и стальные, изготовляют нормаль-
ной и повышенной точности. Во избежание электрохимической коррозии
стальные болты и шайбы оцинковывают или кадмируют.
Болты с обжимными кольцами, так называемые лок-болты, установ-
ка которых в соединениях производится с помощью специального пнев-
матического инструмента, повышают производительность труда на мон-
таже в 1,5—2 раза [1]. Такие болты из дуралюмина диаметром 9,5 мм
были применены при строительстве купола выставочного павильона в
Сокольниках (см. рис. 8.3) .
3. Расчет заклепочных и болтовых соединений
Заклепки и болты в конструкциях из алюминиевых сплавов [12] рас-
считывают по тем же формулам, что и в стальных конструкциях. Рас-
четное сопротивление срезу в заклепочных соединениях [12]
алюминия марок АД1Н, АМг2Н соответственно равны 35 и 70 МПа, а
из алюминия марок АМг5пМ и АВТ — 100 МПа. Для заклепок с потай-
ными или полупотайными головками расчетные сопротивления снижа-
ются на 20%. Значения расчетных сопротивлений приведены в табл. 11.3
и 11.4.
Таблица 11.3. Расчетные сопротивления растяжению и срезу в болтовых соединениях
Ц2]___________________________________________________________________________
Болты Напряженное состояние Условное обозначение Расчетное сопротивление, МПа, болтов из алюминия
АМг5п АВТ1
Нормальной точности Повышенной точности Срез рб ^ср 80 85
90 95
Нормальной и повышен- ной точности Растяжение «р 125 160
10—59
145
Таблица 11.4. Расчетные сопротивления на смятие в заклепочных и болтовых
соединениях [12] *
Соедине- ния Условное обозначе- ние Расчетое сопротивление на смятие — МПа, в 1 соединениях элементов , из алюминия
АД1М АМцМ АМг2М АМг2 7,Н, АД31Т1 АД31Т АД31Т5 1925Т, 1925, 1915 1915Т
Заклепоч- ные пзакл 40 65 110 200 90 160 280 320
Болтовые 35 60 100 180 80 145 250 290
* С учетом изменений, введенных в действие с 1 июля 1981 г.
Диаметр (мм) односрезных заклепок обычно назначается несколько
большим удвоенной толщины склепываемого пакета: d=2S6-f-(1...3),
а при двухсрезных d==S6+(1...3).
Диаметр отверстий под заклепки должен быть несколько больше
заклепок. Так, при стандартном диаметре заклепок 3—8, 10, 12, 14, 16,
18 мм диаметры отверстий должны соответственно составлять 3,1; 4,1;
5,1; 6,2; 7,2; 8,2; 10,2; 12,35; 14,4; 16,55 и 18,6 мм.
В алюминиевых конструкциях максимальные расстояния между
центрами заклепок (болтов) несколько уменьшены по сравнению с рас-
стояниями в стальных конструкциях, а минимальные расстояния от
центра заклепки (болта) до края элемента увеличены [12].
Коэффициенты трения f при расчете соединений на высокопрочных
болтах, вне зависимости от марки алюминия, принимаются: при песко-
струйной очистке—0,45; при химической обработке (травление)—0,4.
При отсутствии обработки соединяемых поверхностей коэффициент
трения столь незначителен (/=0,15), что использование высокопроч-
ных болтов оказывается нецелесообразным.
Чтобы увеличить прочность заклепочных и болтовых соединений,
соединяемые поверхности целесообразно намазывать клеем (см. § 3).
В соединениях на высокопрочных болтах, вследствие того что мате-
риал конструкции (алюминий) и болтов (сталь) имеет разные коэф-
фициенты линейного расширения, при изменении температуры в стерж-
не болта могут возникать дополнительные температурные напряжения.
Их необходимо учитывать при назначении предварительного натяжения
болта.
§ 3. ПРОЧИЕ ВИДЫ СОЕДИНЕНИИ
1. Паяные соединения
Паяные соединения тонкостенных элементов конструкций имеют оп-
ределенные преимущества по сравнению со сварными: при пайке рас-
ходуется меньше тепла, этот процесс не вызывает существенных изме-
нений химического состава и механических свойств основного металла,
остаточные деформации в паяных соединениях значительно меньше, чем
в сварных. Однако при пайке необходимо особенно тщательно удалять
окисную пленку с поверхности соединяемых изделий. В связи с этим
пайка имеет весьма ограниченное применение в строительных конструк-
циях из алюминия. Сведения о прочностных харакатеристиках паяных
соединений, припоях, флюсах и других приведены в справочной лите-
ратуре.
146
2. Соединения на самонарезающих болтах
и винтах
Самонарезающие болты и винты успешно ис-
пользуют для крепления тонколистовых элемен-
тов алюминиевых конструкций на монтаже.
Болты (рис. 11.4) изготовляют из калибро-
ванной стали марки 30 с фосфатированным по-
крытием. Эти болты выпускают с диаметром
резьбы Мб, длиной 20 и 25 мм и шестигранной
головкой. Воронежский ЗСАК изготовляет сталь-
ные самонарезающие винты, которые имеют по-
тайную и полукруглую форму головки с кресто-
образной формой шлица, диаметр резьбы 4, 5 и
6 мм, длина 15, 25, 30 и 40 мм.
Рис. 11.4. Самонарезаю-
щий болт
1 — болт; 2 — уплотняющая
шайба; 3 — шайба
3. Клеевые и клееметаллические соединения
Клеевые соединения имеют определенные преимущества по сравне-
нию с клепаными и сварными соединениями: основной металл не нагре-
вается и не ослабляется отверстиями, благодаря склеиванию большой
площади поверхности отсутствуют места концентрации напряжений.
Все алюминиевые сплавы, в том числе высокопрочные, можно склеи-
вать. Используя клеи, можно осуществлять соединения алюминия с дру-
гими материалами (деревом, сталью, бетоном и т.п.). Клеевой слой од-
новременно и предохраняет от вредного контакта.
Недостатком клеевых соединений являются их малая сопротивляе-
мость отрыву (особенно при сосредоточенном действии силы), отсут-
ствие надежных методов контроля за качеством склеивания, а также
снижение прочности во времени.
Чтобы повысить надежность клеевых соединений, применяют ком-
бинированные соединения: клеесварные, клеезаклепочные, клеевинтовые
или клееболтовые. Наиболее прогрессивны клеесварные соединения
алюминия с применением контактной точечной сварки, что позволяет
механизировать процесс изготовления конструкций. Для клеезаклепоч-
ных и клеевинтовых соединений не нужно сложное оборудование, их
можно применять в разнообразных конструктивных решениях (в том
числе в соединениях с неметаллическими материалами).
Для склеивания алюминиевых конструкций применяют клеи на ос-
нове эпоксидных смол, полиуретановые, каучуковые и некоторые дру-
гие.
Данные о составе клеев, режиме склеивания и прочности соединений
есть в специальной литературе. Некоторые сведения приведены в спра-
вочном пособии по алюминиевым конструкциям [1].
ГЛАВА 12. ОСОБЕННОСТИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
АЛЮМИНИЕВЫХ КОНСТРУКЦИЙ
§ 1. ОБЩИЕ УКАЗАНИЯ
Использование алюминия в строительстве, вследствие высокой сто-
имости и дефицитности материала, в каждом отдельном случае должно
быть соответствующим образом обосновано. Возможные наиболее пер-
спективные в условиях нашей страны области применения алюминиевых
конструкций рассмотрены выше (см. разд. II, гл. 8, § 2).
10*
147
При проектировании конструкций из алюминия не следует копиро-
вать решения, характерные для конструкций из стали.
На конструктивные формы алюминиевых конструкций большое влия-
ние оказывают модуль упругости, коэффициент температурной продоль-
ной деформации, коррозионная стойкость материала. Большое значе-
ние имеет и возможность использования в конструкциях прессованных
профилей со сложной формой поперечного сечения.
Относительно низкие значения модуля продольной упругости £ал«
«Уз^’ст и модуля сдвига 6ал~‘/з GCT требуют соответствующих мер
по обеспечению общей и местной устойчивости элементов конструкций,
повышению их жесткости. Центрально-сжатые стержни из алюминия
следует проектировать менее гибкими, чем стальные, учитывая, что при
Л>50...60 вследствие низких значений коэффициента <р эффективность
использования алюминия резко снижается (см. рис. 10.2 и 10.3). По-
этому при разработке решетчатых конструкций следует принимать кон-
структивные схемы, обеспечивающие относительно малые расчетные
длины стержней, а также предусматривать использование профилей с
развитым поперечным сечением.
Для внецентренно-сжатых стержней с приведенным эксцентрисите-
том /П1>1 гибкость может быть принята значительно большей, чем при
центральном сжатии (см. рис. 10.4).
Низкое значнеие модуля упругости алюминия также сказывается
при проектировании конструкций балочного типа.
Минимальная высота однопролетных свободно опертых балок, рабо-
тающих на равномерно распределенную нагрузку, определяется из ус-
ловия прогиба:
для балок сплошного сечения
_______5_ _RJ_ Г J_1 f p” + g” \
Лмин 24 £ [ f J\ nppH + nggH )•
для балок сквозного сечения (ферм)
_ 6’5 Г 1 Л к \ + \
мин“ 24 Е I f J I Д nppH + ^gH Г
Из этого видно, что минимальная высота сечения алюминиевых из-
гибаемых элементов из условия прогиба должна быть в ^ал/^ст-^ст/
/£ал раз больше стальных. Так, высота балки из сплава 1915Т должна
быть в 2,8 раза больше высоты балки из стали класса С38/23. Поэтому
при проектировании балочных конструкций, чтобы обеспечить предель-
ный прогиб, наряду с увеличением высоты конструкции целесообразно
использовать предварительное напряжение (см. разд. I).
Балки со сплошными стенками оказываются выгодными лишь при
небольших пролетах (6—8 м).
В алюминиевых фермах, высота которых по условию предельного
прогиба должна быть больше высоты стальных ферм, следует применять
сложные системы решеток с небольшой длиной сжатых стержней.
В ряде случаев рациональным оказывается использование перекре-
стных систем и структур, для которых благодаря распределению уси-
лий в двух направлениях отношение h/l может быть принято мень-
шим, чем для плоских балочных ферм.
Относительно высокое значение коэффициента температурной де-
формации а<.ал = 1,92 ctf.cT приводит к необходимости более частых де-
формационных швов. Установленные нормами размеры температурных
отсеков зданий и сооружений из алюминия примерно в 2 раза меньше,
чем для стальных конструкций.
148
Однако в статически неопределимых системах дополнительные на-
пряжения, вызванные изменением температуры, благодаря соотноше-
нию £Ст/£ал~3 в алюминиевых конструкциях составляют всего 2/з на-
пряжений, возникающих в стальных конструкциях (при одинаковых
геометрических характеристиках элементов).
Относительно низкое значение модуля упругости необходимо также
учитывать при разработке систем связей, обеспечивающих устойчивость
и неизменяемость сооружения в целом в процессе монтажа и на период
эксплуатации.
Особенность проектирования алюминиевых конструкций — необхо-
димость в ряде случаев разработки нестандартных профилей, обладаю-
щих требуемыми геометрическими характеристиками сечений и фор-
мами, обеспечивающими удобство осуществления заводских и монтаж-
ных соединений.
При разработке таких профилей (которые могут быть прессованны-
ми или гнутыми) необходимо учитывать технологические требования
и рекомендации. Они есть в «Руководстве по формообразованию строи-
тельных алюминиевых профилей»*. Необходимо учитывать особенности
изготовления конструкций на специализированных заводах, оборудова-
ние на которых во многом отличается от оборудования заводов МК-
§ 2. НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ
При проектировании несущих конструкций основной недостаток алю-
миния (относительно низкий модуль упругости) можно компенсировать
применением более жестких систем, таких как неразрезные балки, бес-
шарнирные рамы и арки, купола и т. п. Следует отметить, что напряже-
ния, возникающие при применении статически неопределимых систем
в алюминиевых конструкциях, благодаря более низкому модулю упру-
гости материала оказываются меньшими, чем в аналогичных конструк-
циях из стали; температурные в 1,5 раза, а от осадки опор почти в
3 раза.
Благодаря тому же свойству материала дополнительные напряже-
ния от жесткости узлов или в результате нарушения центрации осей
элементов в узлах решетчатых систем в алюминиевых конструкциях
оказываются меньшими.
Приведем несколько примеров из отечественной практики, характе-
ризующих возможности рационального использования алюминия в не-
сущих конструкциях.
В 1963 г. в районе Серпухова построен лабораторный корпус, в ко-
тором по эксплуатационным требованиям применение материалов, об-
ладающих магнитными свойствами, являлось нежелательным.
Несущие конструкции этого большепролетного сооружения запро-
ектированы ** в виде бесшарнирных решетчатых арок пролетом 90 м со
стрелой подъема 10 м (рис. 12.1,а). Круговое очертание арки обеспечи-
ло однотипность ее отдельных элементов. В поперечном сечении арка
представляет собой равносторонний треугольник со стороной 2 м. Поя-
са и элементы решетки арок выполнены из прессованных профилей
(рис. 12.1,6). Материал — сплав АВ, обладающий после закалки и ис-
* ЦНИИ Проектстальконструкция. Руководство по формообразованию (проектиро-
ванию) строительных алюминиевых профилей (технологические рекомендации). Изд.
ЦИНИС Госстроя СССР, 1973, см. также ГОСТ 8617—75, Профили прессованные из
алюминия и алюминиевых сплавов.
** Проект разработан институтом ЦНИИ Проектстальконструкция.
149
д-д
Рис. 12.1. Арочное покрытие лабораторного кор-
пуса пролетом 90 м
а — схема несущих конструкций}
б — типы сечений прессованных профилей; внизу — мон-
таж арок;
1 — арка трехгранного сечения; 2 — кровельные панели;
3 — сечение верхнего пояса арки; 4—то же, нижнего по-
яса; 5 — то же, элементов решетки
кусственного старения до-
статочно высокими показа-
телями механических
свойств (<гв=330 МПа,
<*0,2=280 МПа).
Заводские и монтажные
соединения выполнены на
высокопрочных болтах из
стали марки 40Х. Для пре-
дотвращения контактной
коррозии стальные болты,
гайки и шайбы были кадми-
рованы.
Кровельное покрытие вы-
полнено из алюминиевых
панелей, укладываемых по
верхним поясам арок.
Способность развитого
замкнутого (трехгранного)
сечения арок работать на
кручение позволило осуще-
ствить наиболее экономич-
ную по расходу материала
шарнирно-консольную сис-
тему прогонов-панелей 12-
метрового пролета (между
осями арок).
Конструкции монтирова-
ли башенными кранами, ис-
пользовались временные пе-
редвижные опоры (рис.
12.1, в).
Расход алюминия на 1 м2
площади пола здания соста-
вил: в несущих конструкци-
ях 13,9, на кровельные па-
нели 15 кг/м2 [5, 9, 11].
В том же здании установлен портальный кран пролетом 86 м, гру-
зоподъемностью 50 т. Стойки портала и ригель криволинейного очерта-
ния выполнены из сплава АВТ1. Затяжка, расположенная в уровне
примыкания ригеля к стойкам, служащая одновременно балкой, по ко-
торой движется грузовая тележка, изготовлена из стали марки 15ХСНД
[5, 10].
Применение аАюминия позволило снизить общую массу крана при-
мерно на 30%, что привело к облегчению крановых путей и уменьше-
нию мощности механизмов движения.
В 1976 г. в Сочи построен концертный зал на 3000 мест. Два зда-
ния— зрительного зала площадью 4370 м2 и фойе площадью 1300 м2—
перекрыты структурами шестигранного очертания в плане (рис. 12.2).
Все стержни структуры выполнены из труб диаметром 90—120 мм. Ма-
териал— сплав 1915Т. Сравнительно невысокая сопротивляемость ма-
териала коррозии в условиях морского климата вызвала необходимость
защиты конструкций специальным лаком.
Конструктивная схема покрытия предусматривала сборку конструк-
ций из транспортабельных по размерам пространственных пирамид
150
(тетраэдров), объединяющих в
себе верхний пояс и решетку
структуры, и из плоских тре-
угольников, образующих ее
нижний пояс. Пирамиды и тре-
угольники изготовлены в за-
водских условиях с использо-
ванием аргонно-дуговой свар-
ки. Сборка конструкций произ-
водилась с помощью соедини-
тельных элементов — автоном-
ных фланцев с косынками на
болтах*. Расход алюминия в
покрытии зрительного зала со-
ставил 22 кг/м2.
В последние годы в Совет-
Рис. 12.2. Здание концертного зала в Сочи со
структурным покрытием
ском Союзе исследовались тон-
колистовые металлические
конструкции типа оболочек
разных форм и кривизн. При
этом было выявлено, что при-
менение в таких конструкциях
алюминия взамен стали в ряде
случаев оказывается особенно
эффективным. Например, тол-
щина стальных мембран даже
при больших пролетах (50—
80 м) принимается по сообра-
жениям возможной коррозии в
2—3 раза большей, чем это
требуется, исходя из расчета
на прочность; при замене ста-
ли алюминием, обладающим
Рис. 12.3. Монтаж мембранного покрытия из
переплетенных лент
высокой коррозионной стойко-
стью и соответствующей прочностью, расход металла (по массе) можно
снизить в 4—6 раз.
Одним из достоинств металлических оболочек является возможность
создания конструкций, выполняющих одновременно несущие и ограж-
дающие функции.
Применение алюминия в конструкции оболочки, образующейся при
нагружении плоской мембраны, к тому же оказывается выгодным по
условию работы опорного кольца, усилия в котором получаются мень-
шими, чем при креплении к нему стальной оболочки, поскольку Ест^
«3£ал. Расчетная толщина алюминиевой оболочки пролетом до 30 м
не превышает 0,5 мм. Однако сварка столь тонких алюминиевых лис-
тов в условиях строительной площадки связана с большими трудностя-
ми. Поэтому особый интерес представляет разработанная в ЦНИИСК
им. В. А. Кучеренко конструкция мембранного покрытия из переплетен-
ных лент (не свариваемых) [14].
Такая мембрана делается раскаткой на ровной поверхности рулони-
рованного тонколистового алюминия (лент) поочередно в двух направ-
лениях (рис. 12.3). Эта операция достаточно проста и не требует мно-
го времени.
* Монтажные и специальные работы в строительстве. 1975, № 10.
151
Концы переплетенных лент закрепляются на опорном контуре с по-
мощью прижимных планок высокопрочными болтами. Опорный контур
с прикрепленной к нему мембраной и уложенным на ней утеплителем
поднимается на проектную отметку. Для формообразования оболочки,
которое происходит в упругопластической стадии работы металла, мем-
брану приходится временно догружать. После снятия пригруза по утеп-
лителю делают цементную стяжку, по которой наклеивают водоизо-
ляционный ковер. Общий вес конструкции должен несколько превы-
шать ветровой отсос. Для удаления атмосферных осадков в центре
оболочки устраивается водоотвод. Требуемая форма оболочки может
быть получена и другим путем, без трудоемкой операции пригруза. Между
лентами, в процессе их переплетения, прокладывают обрезки досок оп-
ределенной толщины. Формообразование оболочки происходит во вре-
мя удаления досок в результате выбора образующейся при этом слаби-
ны между лентами.
Перекрытия из переплетенных лент могут осуществляться на круго-
вом, эллиптическом и прямоугольном планах. Первый из них предпоч-
тителен исходя из условий работы опорного контура.
Толщина листов в конструкции из переплетенных лент в первом при-
ближении
л &(g + p)£^
6 8/Z? *
где gf+p —суммарная интенсивность постоянной и временной нагрузки; R — расчетное
сопротивление материала лент, которое может быть принято с учетом упрочнения ма-
териала в результате нагартовки, происходящей в процессе вытяжения лент при фор-
мообразовании оболочки; k — коэффициент, учитывающий работу лент второго на-
правления; значение этого коэффициента при круговой форме плана можно принять
равным 0,585; D — внутренний диаметр конструкции опорного контура; f — стрела
провеса в центре покрытия (]/2о—V25)-
Оболочки из переплетенных лент применены в ряде сооружений. Пер-
вым был клуб-столовая в поселке Красково (Московской обл.). Здание
имеет цилиндрическую форму диаметром 23 м и высоту у опор 6,2 м.
Сечение железобетонного опорного контура — прямоугольное 60X90 см.
Толщина лент при полной расчетной нагрузке 3,5 кН/м2 равна 0,5 мм.
Расход алюминия составил менее 3 кг/м2.
Аналогичные решения использованы в проекте кинозала (£> = 30 м)
в Переделкино (Московская обл.), киноконцертного зала (£>=22 м)
в санатории «Горки Ленинские», выставочного павильона нефтяной про-
мышленности на ВДНХ в Москве. Толщина лент летнего киноконцерт-
ного зала в ЦПКиО Казани при диаметре контура 40 м и расчетной на-
грузке 3,45 кН/м2 равна 1,5 мм. Опорный контур оболочки представляет
собой пространственную ферму трапециевидного сечения, верхняя грань
которой наклонена под углом касательной к поверхности оболочки в ме-
сте ее примыкания к контуру [14].
Одним из крупных сооружений, в покрытии которого использована
ленточная оболочка, является крытый колхозный рынок в г. Сумы. При
диаметре перекрываемой оболочкой центральной части здания 72 м,
стреле провеса 3,6 м и расчетной нагрузке 1,7 кН/м2 толщина лент из
сплава марки АМгб принята равной 1,5 мм. Расход алюминия составил
немногим более 8 кг/м2 площади пола.
Несомненный интерес представляют конструкции купольных покры-
тий, разработанные в институте ЦНИИПСК*. Каркас покрытия в виде
сетчатой оболочки с треугольными ячейками собирается из алюминие-
* Савельев В. А. Новые конструктивные решения металлических сетчатых оболо-
чек.— Сб. трудов/ЦНИИ Проектстальконструкция. М., 1977, вып. 21.
152
Рис. 12.4. Сетчатый купол из прессованных профилей
а — общий вид; б — типовой узел
1 — узловая деталь; 2 — стержни; 3 — панель кровли; 4 — накладка; 5 — тарелка; 6 — шпилька
153
Рис. 12.5. Монтаж сетчатых куполов сооруже-
ния «Искусственный небосвод»
слева — узел
вых стержней, соединяемых между собой через узловые детали на вы-
сокопрочных болтах (рис. 12.4). За основу геометрической схемы при-
нята правильная сферическая сеть Чебышева, каждая треугольная ячей-
ка которой является равнобедренной. Стержни из прессованных
профилей могут быть замкнутого или открытого сечения. Узловой де-
талью служит отрезок шестилучевого прессованного профиля (рис.
12.4,6). Каркас монтируется от опорного контура к вершине ярусами,
поэлементно, вручную с легких передвижных подмостей или с исполь-
зованием автомобильного крана.
Кровельным покрытием служат плоские алюминиевые листы тол-
щиной 1 мм, укладываемые внахлест с перепуском на 60 мм, крепящие-
ся к стержням каркаса с помощью планок на самонарезающих винтах
М8. Между листами в местах нахлеста наносится тиоколовая мастика.
Герметизация в узле обеспечивается установкой специальной штампо-
ванной тарелки с резиновой прокладкой, которая прижимается с по-
мощью шпильки, закрепленной в узловой детали. Покрытие может
быть выполнено в холодном и утепленном варианте. Панели утепления
крепятся в узлах каркаса с внутренней стороны.
Подобные конструкции применены в выставочных павильонах диа-
метром 20 м в г. Видном, на ВДНХ и в сооружении «Искусственный не-
босвод» в виде двух сетчатых оболочек диаметром 16,8 и 22,4 м, смон-
тированных в 1980 г. во дворе лаборатории светотехники ЦНИИ
154
Строительной физики в Москве (рис. 12.5),. Плавательный бассейн под-
московного пансионата «Березка» перекрыт шестилепестковой сетча-
той оболочкой диаметром 40 м.
Весьма перспективно применение сетчатых оболочек для строитель-
ства сооружений в районах высокой сейсмичности. Расход алюминия
на купольное покрытие диаметром 65 и высотой 17,8 м, запроектирован-
ное для района с сейсмичностью в 9 баллов, составил 27,3 кг/м2 пере-
крываемой площади *.
Опоры ЛЭП из сплава АД35Т1 с поясами из прессованных профи-
лей рациональной формы сечения (рис. 12.6) оказались легче аналогич-
ных стальных в 2—2,3 раза. Они
не требуют защиты от коррозии.
При условии прокладки линии в
труднодоступных районах и
транспортировании к месту уста-
новки на расстояние 80—100 км
вертолетом суммарные затраты
оказываются меньшими, чем ес-
ли бы это были стальные опоры
аналогичной конструкции [7].
С учетом эксплуатационных рас-
ходов в течение 40—50 лет (толь-
ко по окраске стальных опор),
которые оказываются равными
первоначальной стоимости стро-
ительства линии, эффект от при-
менения алюминия в опорах
ЛЭП, возводимых в труднодо-
ступных районах, оказывается
неоспоримым.
В настоящее время в СССР
сооружаются алюминиевые опо-
ры. Например, участок ЛЭП —
330 кВ с применением алюминие-
Рис. 12.6. Промежуточная опора ЛЭП
слева — общий вид; справа — типы сечений прес-
сованных профилей, применяемых в поясах стоек
портала; 1 — при трехгранном очертании; 2 —- то
же, при четырехгранном
Рис. 12.7. Схема каркаса теплиц
I — ригель; 2 — стойка; 3— прогон; 4 —панели остекления; 5 — вертикальная связь
* Савельев В. А., Ломбардо И. В., Кречетова Т. А. Сетчатый сферический купол ди-
аметром 65 м для производственного корпуса в Душанбе Вып. 10(88) сер. XVII.
ЦИНИС Госстроя СССР. Проектирование металлических конструкций. Реф. информ.
М., 1978.
155
вых опор портального типа на оттяжках осуществлен в горах Кавказа
Представляет интерес разработанная НИИ Министерства нефтяной
промышленности СССР совместно с Куйбышевским ИСИ вышка для
разведочного бурения скважин, транспортирование и монтаж которой
рассчитан на использование вертолета. Масса трехгранной алюминие-
вой вышки высотой около 60 м составляет 16 т, что в 2,5 раза меньше
стальной того же назначения [8].
Применение алюминия оказывается целесообразным и для теплиц,
конструкции которых круглый год находятся в условиях повышенной
влажности. Примером служат теплицы, построенные в 1978 г. в Истрин-
ском районе Московской области [5].
Схема основных элементов каркаса теплицы решена в виде двухпро-
летной рамы 2X36 м при шарнирном сопряжении неразрезного ригеля
со стойками (рис. 12.7). Ригели трехгранного очертания высотой 1,87
и шириной 3 м. Все элементы ригеля выполнены из алюминиевых труб
диаметрами 120X6, 120X3,5, 100X3 и 70X3; заводские соединения —
сварные. Каждый ригель опирается на шесть стоек высотой 2,8 м, две
средние стойки из стальных труб диаметром 162 жестко заделаны в
фундамент, а четыре крайние диаметром 127 имеют шарнирное опира-
ние, что обеспечивает свободный поворот стойки при температурных де-
формациях ригеля.
Шаг рам (в осях) принят равным 6 м, что позволяет крепить гори-
зонтальные витражи пролетом 3 м к нижним поясам ригелей.
Усилия от ветровой нагрузки, действующей на боковые ограждения
теплицы, передаются на фундамент через средние стойки рам; устойчи-
вость рам при действии ветра на торец сооружения обеспечивается вер-
тикальными связями, установленными между стойками рам через каж-
дые 15—18 м.
Ригели рам выполнены из сплава 1915Т, элементы витражей (прес-
сованные профили) из сплава АД31Т. Ригель рамы собирается из шес-
ти отправочных марок длиной 12 м и массой 330 кг каждая. Соедине-
ния на болтах из нержавеющей стали марки 2X13.
Расход алюминия на 1 м2 площади . пола теплиц составил всего
7,2 кг, в том числе 4,5 кг на ригели и 2,7 кг на витражи.
§ 3. КОНСТРУКЦИИ, СОВМЕЩАЮЩИЕ НЕСУЩИЕ
И ОГРАЖДАЮЩИЕ ФУНКЦИИ
К числу алюминиевых конструкций, выполняющих одновременно не-
сущие и ограждающие функции, обычно относят: кровельные и глухие
стеновые панели; блоки покрытий с предварительно-напряженными об-
шивками; пространственные конструкции покрытий зданий; емкости для
хранения, переработки и транспортирования жидкостей и газов (резер-
вуары, газгольдеры, продуктопроводы и т. п.).
Для конструкций этой группы, так же как и для ограждающих конст-
рукций, особенно большое значение имеет коррозионная стойкость ма-
териала.
1. Панели
Различают каркасные и бескаркасные алюминиевые панели [1, 13,
16]. Бескаркасные панели обладают сравнительно небольшой несущей
способностью и чаще используются как стеновые. Устойчивость обшивок
* Опоры ЛЭП запроектированы институтом Энергосетьпроект.
156
из тонких алюминиевых листов обеспечивается благодаря приклеенному
(или припененному) к ним слою утеплителя, обладающего необходимой
жесткостью.
Бескаркасные алюминиевые панели изготовляют, как правило, на
специализированых заводах, с использованием соответствующего обо-
рудования, обеспечивающего высокую производительность и качество
продукции.
Так, на Воронежском заводе строительных алюминиевых конструк-
ций им. Ф. Б. Якубовского налажено массовое производство стеновых па-
нелей трехслойной конструкции с заполнением пенополиуретаном между
двумя алюминиевыми листами. Панели выпускаются двух основных ти-
пов: рядовые (ПР) и угловые (ПУ) длиной 2,4—7,2 м, толщиной 35, 50
и 80 мм.
В отдельных случаях панели приходится' проектировать исходя из
предъявляемых к ним конструктивных и эксплуатационных требований.
Показателен пример использования специально разработанных па-
нелей бескаркасного типа в здании для установки оптического телеско-
па, построенного в 1975 г. в горах Северного Кавказа, на высоте более
2000 м. Проект разработан в ЦНИИПСК.
Здание представляет собой башню, перекрытую вращающимся купо-
лом. Диаметр круга катания этого, не имеющего себе равного в мире
купола подобного назначения 44,2 м, а высота вместе с забралом 30,6 м.
Забрало закрывает смотровую щель шириной 11 м и длиной более 40 м
(по сфере). Несущие конструкции выполнены из стали марки 10Г2С1.
Малейшие колебания воздуха, создаваемые тепловыми потоками
внутри здания, являются помехами при наблюдениях. Поэтому ограж-
дающие конструкции запроектированы в виде двух сферических оболо-
чек, отстоящих на 1,5—2 м одна от другой.
Чтобы снизить массу ограждающих конструкций, панели, из которых
образуются оболочки, приняты облегченными; пенопласт ПХВ-1 между
двумя листами алюминия марки АМг2П толщиной 2 мм.
Наружная оболочка, обеспечивающая защиту от солнечной радиации
и предотвращающая нагрев несущих металлических конструкций купо-
ла, запроектирована из панелей с толщиной пенопласта 60 мм. Панели
внутренней оболочки, служащей теплоизоляционным ограждением под-
купольного пространства, имеют толщину 110 мм. Масса панелей со-
ставляет в среднем 22 кг^м2.
В стеновых панелях нижней (башенной) части здания слой пенопла-
ста принят равным 140 мм, а листы 6 = 1,5 мм. Окаймляющие ребра па-
нелей сделаны из бакелизированой фанеры, что гарантирует от возник-
новения мостиков холода.
Кроме глухих панелей, в этой части здания использованы панели с
окнами, переплеты которых изготовлены из сплава АД31Т1. Такое ре-
шение в условиях высокогорного строительства позволило получить су-
щественный экономический эффект, по сравнению с обычным решением
стен, которые исходя из теплозащитных свойств должны иметь толщи-
ну: 1000 мм — кирпичные, 600 мм — керамзитобетонные.
Несущие и ограждающие конструкции забрала выполнены из алю-
миния. Основная часть забрала состоит из двух сварных сплошностен-
чатых двутавровых балок криволинейного очертания и опирающихся на
них ферм из труб. Панели ограждения крепятся к прогонам из прессо-
ванных двутавров с полками, усиленными бульбами.
Все заводские соединения алюминиевых конструкций выполнены
ручной аргонно-дуговой сваркой неплавящимся электродом, монтажные
соединения на стальных кадмированных болтах.
157
Рис. 12.8. Панель с обшивками, напрягаемыми распорным способом
а — общий вид; б —разрез по А—А; для случая с распираемыми обшивками; о —то же, для стяги-
ваемых; / — обшивки;, 2 — обвязка из уголков^ 3 — бакелизировавная фанера; 4 — распорный болт;
5 стяжной болт
Рис. Т2.9. Фасад здания Якутской ГРЭС со
стеновыми панелями, напряженными распор-
ным способом
Рис. 12,10. Схема создания напряжения панели ►
изгибным способом
а—полупанели с обшивками, прикрепленными по-
сле изгиба поясов; б — собранная панель; в — эпюры
напряжений в сечении верхней полу панели;
/ — после выгиба поясов; 2 — в результате обратно-
го выгиба; 3 —суммарная
Каркасные панели обладают большей несущей способностью, чем
бескаркасные. Их конструктивное решение может быть весьма различ-
ным [13]. Обшивка таких панелей выполняется из плоских или профили-
рованных листов (см. гл. 5 § 2).
Особый интерес представляют панели с обшивками из тонких листов,
способных работать на сжатие благодаря предварительному напряже-
нию. Известно несколько способов создания предварительного напряже-
ния обшивок: распорный, изгибный, линейный.
Панели, напрягаемые распорным способом, состоят из ячеек, в цент-
ре каждой из которых имеется болт. Напряжение обшивок осуществля-
ется ввинчиванием болта, распирающим обшивки, или завинчиванием
гайки, в результате чего обшивки сближаются (рис. 12.8). Примером
конструктивного решения, в котором использован распорный способ,
являются панели стенового ограждения Якутской ГРЭС (рис. 12.9), а
также Билибинской АЭС.
Каркас такой панели состоит из уголков 30x30x2,5 мм (сплав
АВТ), соединенных между собой листом бакелизированной фанеры
130x10 мм. По длине панель делится поперечными ребрами того же
сечения, что и каркас на четыре квадратных ячейки. В центре каждой
ячейки имеется стяжное устройство, с помощью которого в обшивках из
158
листа толщиной 1 мм (сплав АМгМ) создается предварительное напря-
жение растяжения.
Все соединения — клеезаклепочные. В качестве утеплителя исполь-
зованы полужесткие минераловатные маты. Расход алюминия 7,9 кг/м2.
Распорный способ напряжения тонких листов получил дальнейшее раз-
витие при напряжении мембранных панелей, укладываемых по структур-
Рис. 12.11. Панель 3X12 м, напрягав*
мая изгибным способом
159
Рис. 12.12. Схема создания напряже-
ния панели способом щеколды
/ — обшивка; 2—продольный элемент
верхней полупанели; 3 — раскосы решет-
ки; 4 — торцовые фермочки
ным конструкциям [15]. Предвари-
тельное напряжение создается с по-
мощью стоек, упирающихся одним
концом в нижние узлы структуры и
имеющих на другом конце болтовое
устройство. При вывинчивании болта
из гайки, закрепленной на стойке, лист
кровли подпирается и в нем возника-
ют растягивающие напряжения. Такая
конструкция была использована в по-
крытии Дворца спорта в Иркутске.
При изгибном способе натяжения
обшивки1 листы прикрепляются к
элементам каркаса, заранее изогну-
тым в разные стороны (рис. 12.10,а).
Затем полупанели выпрямляют и со-
единяют решеткой. При этом в лис-
тах обшивок возникают растягивающие напряжения (рис. 12.10,в), раз-
мер которых зависит от степени начального выгиба элементов каркаса,
их жесткости и толщины листов обшивки. Чтобы лучше использовать
материал, верхнюю и нижнюю полупанели следует делать различной
жесткости, а для уменьшения прогиба панелям можно придавать строи-
тельный подъем.
Конструкция панели, напрягаемой изгибным способом, показана на
рис. 12.11. Фермочки в торцах панели служат для восприятия усилий
распора в листе обшивки. Решетка, соединяющая полупанели, из сталь-
ных уголков, обладающих меньшей теплопроводностью, чем алюминие-
вые, крепится к элементам каркаса на болтах. Для разрыва мостиков
холода между уголками и элементами каркаса поставлены прокладки
из прессованного картона, обе стороны которых смазаны эпоксидным
клеем, что препятствует контакту между сталью и алюминием. Внутри
панели укладывается эффективный теплоизоляционный материал.
Алюминиевые кровельные и стеновые панели с обшивками, напря-
женными изгибным способом, впервые были применены при строитель-
стве здания ТЭЦ Байкальского целлюлозно-бумажного комбината [2, 9,
13]. Применение на этом объекте 20 тыс. м2 кровельных и 6 тыс. м2 сте-
новых панелей позволило существенно снизить массу ограждающих
конструкций, что, в свою очередь, привело к уменьшению расхода стали
на несущие конструкции на 550 т, к снижению транспортных расходов
и сокращению объема строительно-монтажных работ. Позднее панели
такой же конструкции, в еще большем объеме, были применены на
строительстве зданий Селенгинского целлюлозно-картонного комбина-
та [13].
При линейном способе натяжение обшивок осуществляется при по-
мощи домкратов или каких-либо других приспособлений. Представляет
интерес способ, разработанный в ЦНИИСК им. Кучеренко2 и получив-
ший название способа щеколды. Сущность его заключается в следую-
щем: нижняя обшивка прикрепляется к элементам каркаса заранее;
верхняя обшивка крепится первоначально только к торцовым фермоч-
кам; при сборке одна из этих фермочек соединяется раскосами с эле-
ментами нижней полупанели, другая вследствие разности длин обшив-
ки и элемента верхней полупанели оказывается в наклонном положении.
1 Автор Г. Д. Попов.
2 Авторы Г. Г. Михайлов и В. И. Трофимов.
160
Рис. 12.13. Монтаж блоков покрытия Ледового дворца спорта
При нажиме эта фермочка приводится в горизонтальное положение и
закрепляется раскосами, при этом верхняя обшивка оказывается напря-
женной (рис. 12.12).
Расход металла в кровельных панелях такой конструкции размером
12X3 м, рассчитанных при нормативной снеговой нагрузке 1 кНхм2, со-
ставил: 12,6 кг/м2 площади пола, в том числе алюминия (марки АВ)
8,6 кг и стали 4 кг. Для панелей 18X3 м при той же нагрузке не намного
больше — всего 17 кг/м2 (соответственно 10 и 7 кг).
2. Блочные конструкции с предварительно-
напряженными обшивками
Дальнейшее увеличение пролета панели привело к созданию блоков
для покрытий средних и больших пролетов. По характеру работы блоки
с предварительно-напряженными обшивками существенно отличаются
от обычных систем с жестким настилом. Основными особенностями их
работы являются: включение тонколистовых обшивок в работу про-
дольных элементов каркаса и геометрическая нелинейность напряжен-
ного состояния, обусловленная развитием цепных усилий в верхней об-
шивке при действии на нее поперечной нагрузки (см. гл. 5, § 3).
Первые блоки из алюминия пролетом 30 м были использованы в по-
крытии выставочного зала Всесоюзного института легких сплавов
(ВИЛС). В 1978 г. было завершено строительство Ледового дворца в
Москве, где применены блоки пролетом 60 м (рис. 12.13). Расход алю-
миния в конструкциях покрытий этих сооружений составил соответст-
венно 13 и 20,5 кг/м2.
Транспортирование большеразмерных конструкций с завода на
строительную площадку вызывает значительные трудности, поэтому
блоки приходится членить на отправочные элементы. По способу чле-
11—59
161
нения на элементы заводского изготовления блочные конструкции мо-
гут быть условно разделены на просто блочные (или собственно блоч-
ные) и панельно-блочные.
Блочные конструкции представляют собой пространственный каркас
с обшивкой из рулонированных листов, натяжение которых осуществля-
ется на монтажной площадке.
Каркас блока образуется двумя продольными фермами, попереч-
ными ребрами, устанавливаемыми в уровнях поясов ферм, и вертикаль-
ными связями. Функции горизонтальных связей выполняют сами напря-
женные обшивки (см. рис. 5.5).
Нижней обшивки может и не быть. Однако устройство ее целесооб-
разно, особенно если в межферменном пространстве имеются различные
коммуникации, которые следует закрыть. По нижней обшивке удобно
укладывать утеплитель. Подвесной потолок уменьшает отапливаемый
объем здания.
Создание предварительного напряжения в нижней обшивке необхо-
димо для более равномерного включения ее в совместную работу с ниж-
ними поясами ферм на действующие нагрузки, а также для выравнива-
ния поверхности потолка.
Усилия тяжения обшивок передаются на пояса ферм через горизон-
тальные фермочки, установленные по торцам блока.
Поперечные ребра в уровне поясов ферм служат промежуточными
опорами для обшивок при работе их на поперечные нагрузки. Совмест-
ная работа обшивок с поясами ферм и поперечными ребрами обеспечи-
вается соответствующими креплениями.
Продольные усилия в стержнях ферм от внешних нагрузок определя-
ются обычным способом. Моменты в поясах от вертикальной составля-
ющей местной нагрузки определяются как в неразрезной балке, при
этом характер распределения нагрузки на участках между узлами ферм
устанавливается по грузовым площадям. Горизонтально действующие
нагрузки (цепные усилия), приложенные к поясам ферм двух соседних
блоков, взаимно уравновешиваются. В крайней ферме торцового блока
влияние этой нагрузки вызывает изгиб пояса в горизонтальной плоско-
сти, что должно быть учтено расчетом. Панельно-блочная конструкция
состоит из предварительно-напряженных панелей (обычно заводского
изготовления), соединенных элементами решетки и поперечными свя-
зями (см. рис. 5.6).
3. Пространственные конструкции
Пространственные конструкции покрытий зданий, в которых несущие
и ограждающие функции совмешены, могут быть чрезвычайно различны
по своей форме и конструктивному решению.
Однослойные (неутепленные) покрытия полигонального очертания
из гнутых алюминиевых листов разработаны в УкрПСК и применяются
для складов, мастерских и других зданий [1,5]. При транспортиро-
вании секции складываются в компактные пакеты. Сборка осуществля-
ется на стальных оцинкованных болтах. Расход алюминия при проле-
тах здания 12, 18 и 24 м соответственно 9,3, 11,4 и 14 кг/м2 перекрывае-
мой площади.
Купольные и сводчатые покрытия, монтируемые на болтах, из мно-
гократно повторяющихся ромбовидных панелей (рис. 12, 14), согнутых
из алюминиевых листов толщиной 2—4 мм [1, 8]. Так, в покрытии лабо-
раторного корпуса, запроектированного в виде купола диаметром 76 м
162
в основании и высотой 16,7 м,
примерно семь типоразмеров
панелей. Расход металла соста-
вил менее 18 кг/м2 перекры-
ваемой площади. Работа по
совершенствованию конструк-
ций куполов из ромбовидных
элементов проводится в Лен-
ЗНИИЭПе. Покрытия сводча-
того очертания из ромбовид-
ных элементов отличаются от
купольных значительно боль-
шей повторяемостью элемен-
тов. Разработку и исследование
таких конструкций ведет
РИСИ.
4. Емкости
Емкости для хранения, пе-
реработки и транспортирова-
ния жидкостей и газов также
могут быть отнесены к катего-
рии конструкций, совмещаю-
щих несущие и ограждающие
функции. В связи с бурным
развитием нефтегазовой и хи-
мической промышленности по-
требность в резервуарах, газ-
гольдерах, продуктопроводах
и других подобных конструк-
циях непрерывно возрастает.
Стальные конструкции при на-
личии агрессивной среды ока-
зываются весьма недолговеч-
ными. Например, средний срок
эксплуатации резервуара, име-
ющего верхние листы корпуса
Рис. 12.14. Купол из ромбовидных алюминие-
вых панелей
слева — общий вид; справа — фрагмент панелей
Майш
из стали 6=4 мм и кровлю 6=2,5...3 мм, при хранении нефти с высоким
содержанием серы не превышает шести лет. Поэтому начиная с 1959 г.
в СССР осуществлялось строительство биметаллических резервуаров с
кровлей и верхним поясом из сплава АМг. Соединение алюминиевой
части со стальной — фланцевого типа на болтах, с изолирующей проклад-
кой между фланцами.
С началом интенсивной добычи нефти в труднодоступных восточных
и северных районах страны проблема борьбы с коррозией стальных ре-
зервуаров приобрела еще большую остроту в связи с высоким содержа-
нием серы в добываемой там нефти, а также крайне неблагоприятными
условиями эксплуатации: заболоченность местности, обильные осадки,
низкие температуры.
Как показали исследования * замена в этих условиях стальных ре-
* Лукашенко М. И. Исследование прочности и технологичности листовых резервуар-
ных конструкций из алюминиевых сплавов. — Автореф. на соиск. учен, степени канд.
техн. наук. М.» 1980 (ЦНИИПСК).
11*
163
зервуаров алюминиевыми приводит к снижению массы конструкций на
30—60%, стоимости транспортирования на 25—50%, при резком сниже-
нии эксплуатационных расходов и увеличении межремонтного периода
в 4—8 раз. Последнее обстоятельство имеет особенно важное значение
для эксплуатации сооружений в отдаленных районах страны.
За последние годы возросла потребность в изотермических резервуа-
рах для хранения сжиженных газов, многие из которых агрессивны в от-
ношении к обычным строительным сталям. Применение алюминия для
внутренней оболочки такого резервуара оказывается особенно эффек-
тивным, исходя из коррозионной стойкости и надежности материала при
низких температурах хранения продукта.
Нетоксичность алюминия позволяет применять его в конструкциях
емкостей для хранения зерна и других пищевых продуктов.
§ 4. ОГРАЖДАЮЩИЕ КОНСТРУКЦИИ
В современном строительстве алюминий наиболее часто применяют в
ограждающих конструкциях: витрины, витражи, перегородки, подвес-
ные потолки, окна, двери и тамбуры. Большинство этих конструкций из-
готовляют на специализированных заводах (ЗСАК) в соответствии с
имеющейся на них номенклатурой изделий*. Применение прессованных
профилей сложной формы позволяет упростить процесс изготовления и
получить конструкции высокого качества.
К числу ограждающих относят также конструкции стен и кровель,
выполняемые непосредственно на строительной площадке из профили-
рованных или гладких листов [1, 5]. Профилированные листы имеют
сравнительно небольшую длину (обычно в пределах 6 м). Крепление их
к прогонам кровли или ригелям стенового фахверка осуществляется при
помощи самонарезающих винтов или болтов.
Несомненный интерес представляет новый вид ограждающих конст-
рукций— из гладких листов — лент, напрягаемых в процессе монтажа
[15, 16]. Применение алюминиевых лент большой длины, поставляемых
на строительную площадку с завода в рулонах, без какой-либо допол-
нительной обработки позволяет одновременно сократить число стыков,
ускорить процесс монтажа и снизить стоимость ограждающих конструк-
ций.
В настоящее время такие конструкции применены на нескольких
объектах. Наиболее показателен из них лабораторный корпус ВНИИ
кабельной промышленности, возведенный в Москве в 1978г. (рис. 12.15).
Здание имеет размеры в плане 90X45 м и высоту 36 м**. Каркас здания
рамный. Стойки и ригели рам трехгранного очертания. Конструкция сте-
нового ограждения трехслойная. Наружный слой из ленты шириной
1,2 м, толщиной 1 мм. Средний, термоизолирующий слой из жестких ми-
нераловатных плит, укладываемых по фахверку. Внутренняя обшивка
из асбестоцементных листов.
При устройстве стенового ограждения рулонированные ленты раска-
тывали с помощью крана сразу на всю высоту здания. Натяжение лент
осуществлялось посредством болтов, закрепленных в опорных элемен-
тах каркаса.
Наклонные грани трехгранных ригелей обшивались тремя лентами
шириной 1,5 м, которые протягивались из рулона горизонтально на всю
длину блока и затем напрягались.
* Номенклатура металлических конструкций и изделий заводов Главспецлегконст-
рукции на 1979—1980 гг. Издание ЦБНТИ Минмонтажспецстроя СССР. М., 1979.
** Проект разработан в ЦНИИСК им. Кучеренко совместно с Кабельпромпроектом.
164
Рис. 12.15. Монтаж ограждающих конструкций из алюминиевых лент здания ВНИИ
кабельной промышленности в Москве
Углы пилястр и гребни ригелей накрывались нательниками из гну-
тых алюминиевых полос, которые крепились вместе с предварительно-
напряженными лентами ограждения к специальному фахверку самона-
резающимй болтами. Стоимость ограждающих конструкций из алюми-
ниевых лент оказалась ниже традиционных решений из железобетона.
Следует отметить, что принятое решение было обусловлено также техно-
логическими требованиями — необходимостью иметь вокруг испыта-.
тельного зала металлический экран.
§ 5. ЗАЩИТА КОНСТРУКЦИИ от коррозии
Относительно высокая по сравнению со строительными сталями кор-
розионная стойкость алюминия — следствие его химической активности
к кислороду, благодаря чему на поверхности изделия быстро образует-
ся защитная окисная пленка, имеющая плотное строение и хорошее
сцепление с металлом.
Чем выше чистота алюминия и чем ровнее поверхность изделия, тем
более прочная пленка на ней образуется. Наличие в составе алюминиевых
сплавов меди, железа, никеля и некоторых других металлов, даже в
очень небольших количествах, приводит к снижению плотности окисной
пленки и, следовательно, к снижению коррозионой стойкости материа-
ла. Присутствие кремния, марганца, кадмия практически не влияет на
свойства пленки. Добавки магния, титана, ванадия способствуют повы-
шению коррозионной стойкости сплавов. Однако при содержании магния
более 4—5% у сплавов появляется склонность к межкристаллитной кор-
розии.
На—59 * 165
Царапины, надрезы и другие дефекты на поверхности изделия на-
рушают целостность пленки и способствуют ускоренному развитию кор-
розии.
На коррозионную стойкость алюминия влияет также режим терми-
ческой обработки (в процессе которой изменяется фазовый состав
сплава).
Для алюминиевых сплавов, наряду с равномерной поверхностной
коррозией, характерна местная точечная, которая на тонких листах при
определенных условиях может привести к образованию сквозных отвер-
стий*.
Интенсивность коррозии определяется степенью разрушающего воз-
действия внешней среды на окисную пленку. Наиболее агрессивными по
отношению к алюминию являются соляная кислота, щелочные растворы,
галогены фтора и хлора, карбонаты калия и натрия. К числу кислот, сте-
пень агрессивности которых во многом зависит от концентрации и темпе-
ратуры, относятся серная, сернистая, фосфорная и азотная. Сера, сер-
нистый газ, сероводород, аммиак в условиях невысокой влажности, а
также уксусная, лимонная, винная и некоторые другие органические кис-
лоты агрессивного воздействия на алюминий практически не оказывают.
Толщина окисной пленки, образующейся в естественных условиях,
составляет всего 0,01—0,015 мк. Но даже такая тонкая пленка при от-
сутствии на ней нарушений служит надежной защитой от коррозии в
малоагрессивной среде. Значительное утолщение пленки может быть до-
стигнуто искусственным оксидированием. Наиболее эффективен способ
анодного оксидирования, обычно называемый анодированием. Этот спо-
соб заключается в следующем. Подготовленную деталь (изделие) по-
гружают в водный раствор серной или хромовой кислоты и подсоединя-
ют к ней положительную клемму источника тока. При прохождении то-
ка на поверхности изделия (аноде) происходит активное выделение
кислорода и под имеющейся на нем тонкой окисной пленкой образуется
новая толщиной до 20—25 мк. Эта пленка имеет хорошее сцепление с
металлом, обладает твердостью инструментальной стали, жаростойкостью
и достаточно высокими электроизоляционными свойствами.
Оборудование отечественных заводов строительных алюминиевых
конструкций позволяет оксидировать изделия размерами до 12X2,4 м.
Конструкции, эксплуатируемые в сильноагрессивных средах, допол-
нительно защищают лакокрасочными покрытиями. Сведения о приме-
няемых материалах имеются в соответствующих справочниках и руко-
водствах*.
Степень воздействия агрессивных сред на алюминиевые конструк-
ции, основные требования и указания по способам защиты регламенти-
рованы СНиП П-28-73** «Защита строительных конструкций от корро-
зии».
Для строительных алюминиевых конструкций большую опасность
представляет контактная коррозия. При непосредственном контакте
алюминия с медью, сталью, оловом и другими металлами в условиях
влажной среды или со свежими строительными растворами и бетоном
возникает процесс электрохимической коррозии. Чтобы предотвратить
контактную коррозию, рекомендуются следующие мероприятия:
* Больберг Ю. Л. Коррозионная стойкость строительных алюминиевых конструк-
ций. — Издание МИСИ им. В. В. Куйбышева, М., 1978.
** См., например, «Руководство по защите строительных металлоконструкций, рабо-
тающих в агрессивных средах и различных климатических условиях». М., Стройиздаг,
1974.
166
Рис. 12.16. Соединение алюминиевой и стальной деталей
а — стальным болтом; б — стальной заклепкой; в — алюминиевой заклепкой
/ — стальная деталь; 2 — алюминиевая деталь; 3 — изолирующая прокладка; 4 — стальной болт
(заклепка); 5 — шайба, оцинкованная или кадмированием; — алюминиевая заклепка
болты и другие крепежные детали из стали должны быть предвари-
тельно кадмированы или оцинкованы;
бетон, раствор и кирпичную кладку следует изолировать от алюминия
щелочноупорными материалами;
между деревянными деталями и алюминием необходимо проложить
два-три слоя тиоколовой ленты; в составе материалов, используемых
для пропитки древесины, не должно быть веществ, агрессивных по отно-
шению к алюминию;
алюминиевые детали надо оксидировать и покрывать лакокрасоч-
ными материалами. Для оксидирования отдельных участков алюминие-
вых конструкций используют химический способ.
В биметаллических конструкциях между деталями (элементами) из
алюминия и стали необходимо ставить изолирующие прокладки
(рис. 12.16).
Вопрос о защите алюминиевых конструкций от коррозии должен
решаться в процессе проектирования одновременно с выбором марки и
состояния сплава.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Алюминиевые конструкции. Справочное пособие/Под ред. В. И. Трофимова. М.,
Стройиздат, 1978.
2. Алюминиевые конструкции (проектирование, исследование, изготовление). Тру-
ды/Под ред. С. В. Тарановского и В. И. Трофимова. М., Стройиздат, 1970, вып. 4.
3. Артемьева И. Н. Алюминиевые конструкции. Л., Стройиздат, 1976.
4. Мельников Н. П. Металлические конструкции за рубежом. М., Стройиздат, 1971.
5. Мельников Н. П., Корнилов С. С. Строительные конструкции из алюминиевых
сплавов/Справочник проектировщика. Металлические конструкции. Разд. VI. М., Строй-
издат, 1980.
6. Морачевский Т. Н. Применение алюминиевых сплавов в строительных конструк-
циях. М., Стройиздат, 1959.
7. Попов С. А. Алюминиевые строительные конструкции. М., Высшая школа, 1969.
8. Стрелецкий Н. С. и др. Металлические конструкции. Специальный курс. М.,
Стройиздат, 1965.
9. Строительные алюминиевые конструкции/Под ред. С. В. Тарановского. М., Строй-
издат, 1967, вып. 3.
10. Строительные конструкции из алюминиевых сплавов/Под ред. С. В. Тарановско-
го. М., Стройиздат, 1963, вып. 2.
11. Строительные конструкции из алюминиевых сплавов/Под ред. С. В. Таранов-
ского. М„ Стройиздат, 1962.
12. Строительные нормы и правила. Нормы проектирования. Алюминиевые конст-
рукции. СНиП П-24-74. М., Стройиздат, 1975.
13. Тамплон Ф. Ф. Ограждающие конструкции из алюминиевых панелей. Л., Строй-
издат, 1976.
14. Трофимов В. И. Большепролетные пространственные покрытия из тонколистово-
го алюминия. М., Стройиздат, 1975.
15. Трофимов В. И. Ограждения сооружений из растянутых алюминиевых поверх-
ностей. М., Стройиздат, 1975.
16. Трофимов В. И., Тарановский С. В., Дукарский Ю. М. Алюминиевые конструк-
ции в промышленном строительстве. М., Стройиздат, 1973.
На* 167
РАЗДЕЛ III. ВИСЯЧИЕ ПОКРЫТИЯ
Идея и первое применение висячих конструкций для покрытия зда-
ний принадлежит В Г. Шухову, который в 1896 г. на Всероссийской вы-
ставке в Нижнем Новгороде (ныне г. Горький) построил четыре па-
вильона: два размером 30x70 м, один 50X100 м и один круглый диа-
метром 68 м. Покрытие их было осуществлено из тонких перекрещиваю-
щихся стальных стержней и полос и оказалось весьма простым и удоб-
ным в монтаже—покрытие круглого павильона было осуществлено
всего за 10 дней небольшим числом рабочих.
Однако в последующем эти прогрессивные конструкции были разо-
браны, идеи В. Г. Шухова забыты и только в 1953 г. возведение в США
Рэлей арены (подробнее см. далее) дало мощный толчок к возрождению
и развитию этой новой, прогрессивной конструктивной формы покрытий.
ГЛАВА 13^ ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
ПРОЕКТИРОВАНИЯ висячих ПОКРЫТИЙ
§ 1. ХАРАКТЕРИСТИКА ВИСЯЧИХ ПОКРЫТИИ
Висячими называют покрытия, в которых главная несущая пролетная
конструкция работает на растяжение. Она может быть образована из
стальных стержней, канатов, тросов, прокатных профилей, а также
может быть металлической или железобетонной предварительно-напря-
женной оболочкой. Возникающие в ее элементах растягивающие усилия
в дальнейшем будем условно называть тяжением нитей, а их горизон-
тальную составляющую — распором и обозначать буквой Н.
Висячие покрытия за последние годы нашли широкое применение в
спортивных и выставочных сооружениях, гаражах, крытых рынках, го-
родских залах общего назначения, некоторых производственных зда-
ниях и в других сооружениях. Этому способствует ряд преимуществ ви-
сячих покрытий перед традиционными конструктивными формам покры-
тий, к которым следует отйести.
1. Работу несущих конструкций на растяжение, что позволяет более
полно использовать материал, поскольку несущая способность таких
конструкций определяется прочностью, а не устойчивостью. Это особен-
но важно при применении высокопрочных материалов, и висячие по-
крытия являются одной из наиболее перспективных конструктивных
форм для применения относительно более дешевых (так как увеличе-
ние прочности материалов опережает рост их стоимости) высокопроч-
ных материалов.
Полное использование несущей способности высокопрочного мате-
риала ведет к уменьшению собственного веса несущей конструкции и,
следовательно, позволяет наиболее эффективно перекрывать большие
пролеты; с ростом пролета преимущества висячей конструктивной фор-
мы покрытия увеличиваются, что хорошо подтверждается практикой
мостостроения; уже существуют мосты пролетом 1000 м и более.
2. Большое разнообразие архитектурных форм висячих покрытий
позволяет применять их для зданий самого различного назначения —
от покрытия небольших коровников и теплиц до покрытия крупных об-
щественных зданий.
3. Транспортабельность элементов висячих покрытий (тросов в бух-
тах, металлических оболочек — в рулонах) и почти полное отсутствие
168
вспомогательных подмостей при монтаже делают их достаточно индуст-
риальными;
4. Малый собственный вес несущей конструкции и ее повышенная
деформативностью делают ее сейсмостойкой, так как резко уменьшается
сейсмический импульс на конструкцию.
Однако висячие покрытия имеют и недостатки, от удачного преодо-
ления которых часто зависит эффективность применения системы в
целом.
1. Висячие системы — системы распорные и для восприятия распора
(горизонтальной составляющей тяжения тросов или оболочки) необхо-
дима специальная опорная конструкция, могущая воспринять эти го-
ризонтальные силы; стоимость опорной конструкции может составлять
значительную часть стоимости всего покрытия. Желание уменьшить
стоимость опорной конструкции повышением эффективности ее работы
приводит к преимущественному использованию покрытий круглой,
овальной и других непрямоугольных форм плана, который плохо согла-
суется с современной планировкой производственных зданий; в этом од-
на из причин недостаточно широкого применения висячих покрытий для
производственных зданий.
2. К специфическим особенностям висячих покрытий относится их
повышенная деформативность. Она обусловливается, во-первых, повы-
шенными упругими деформациями применяемых высокопрочных мате-
риалов и особенно тросов, в которых нормальные напряжения в не-
сколько раз больше, а модуль упругости Е меньше, чем в обычной кон-
струкционной стали. Таким образом, относительное удлинение эле-
ментов конструкции е=а/Е оказывается значительно большим, чем в
традиционных конструкциях. Во-вторых, геометрической изменяемостью
большинства систем висячих покрытий, в которых при нагружении их
нагрузкой, отличающейся по своему характеру распределения от ранее
действовавшей, появляются кинематические перемещения, вызванные
изменением формы равновесия системы (для нити — изменение формы
веревочной кривой) и сопровождающиеся изменением напряженного
состояния ее, в-третьих, горизонтальной деформацией опор, их подат-
ливостью в распорных висячих системах.
Повышенная деформативность висячих покрытий затрудняет герме-
тизацию кровли, применение висячих покрытий в зданиях с крановым
оборудованием, приводит в некоторых случаях к аэродинамической не-
устойчивости покрытий и усложняет их расчеты.
Чтобы уменьшить деформативность покрытия, применяют специаль-
ные мероприятия, стабилизирующие его, которые естественно увеличи-
вают стоимость.
3. К недостаткам висячих покрытий можно отнести также трудность
водоотвода с покрытия.
Конструктивная форма висячих покрытий весьма разнообразна, но
по характерным особенностям работы несущей конструкции большин-
ство из них можно условно разбить на несколько групп: а) однопоясные
висячие покрытия и металлические оболочки — мембраны; б) покрытия
растянутыми изгибно-жесткими элементами; в) покрытия двухпоясны-
ми системами; г) покрытия тросовыми фермами; д) покрытия седло-
видными сетками; е) комбинированные висячие системы.
Примеры несущих систем висячих покрытий показаны на рис. 13.1 и
в [18], [11], [14] и др.
Каждая из этих групп имеет свои положительные и отрицательные
особенности. Наиболее распространенные типы покрытий будут рас-
смотрены ниже.
169
Рис. 13.1. Примеры несущих систем висячих покрытий
§ 2. ОСОБЕННОСТИ НАГРУЗОК НА ВИСЯЧИЕ ПОКРЫТИЯ
Действующие на висячие покрытия нагрузки в соответствии со
СНиП П-6-74 подразделяются на постоянные и временные — длительно
действующие и кратковременные.
К постоянным нагрузкам относится вес несущих и ограждающих
конструкций покрытия.
Собственный вес несущих конструкций сильно зависит от самого типа
несущей конструкции и в осуществленных покрытиях имеет следующие
значения.
В однопоясных покрытиях с железобетонными плитами вес тросов
обычно составляет около 0,06—0,08 кН/м2, а вес всего покрытия сильно
зависит от конструкции образующих покрытие железобетонных плит и
колеблется от 0,8 кН/м2 (ребристая плита толщиной 2,5 см) до 2 кН/м
(монолитная плита толщиной 8 см).
В металлических оболочках вес несущей конструкции также состоит
из собственного веса оболочки и веса стабилизирующей оболочку кон-
170
струкции и в сумме составляет
около 0,4 кН/м2 при толщине
оболочки 4 мм и около 0,6
кН/м2 при толщине оболочки
6 мм.
Покрытия с изгибпо-жест-
кими элементами имеют вес
несущей конструкции 0,3—
0,4 кН/м2, но в отличие от
оболочек к этому весу должен
быть прибавлен дополнитель-
ный вес щитовой конструкции,
поддерживающей кровлю, рас-
положенную между изгибно-
жесткими элементами (напри-
мер, щиты с профилированным
настилом) и не участвующую
в работе пролетной несущей
конструкции покрытия.
Для тросовых систем —
двухпоясных систем, тросовых
ферм, седловидных сеток ха-
рактерен очень малый вес не-
сущей конструкции, составля-
ющей 0,05—0,12 кН/м2, но по-
добно покрытиям с изгибно-
жесткими элементами они дол-
жны иметь дополнительную рИС- J32. Аэродинамический коэффициент с
щитовую конструкцию, поддер- при:
живающую крОВЛЮ, вес КОТО- а — цилиндрическом покрытии; б-т чашеобразном
рОЙ необходимо учитывать. покрытии; в-* шатровом покрытии; к — покрытии в
В двухпоясных покрытиях виде ГИИара
существенный вес могут иметь
сжатые стойки, соединяющие пояса, поэтому предпочтительнее си-
стемы, в которых несущие пояса расположены над стабилизирующи-
ми, а пояса соединены легкими растяжками. Вес самих несущих эле-
ментов покрытия (без учета конструктивных деталей) не может служить
показателем расхода материала на все покрытие, так как не включает
данных об опорных конструкциях и внутренних кольцах в круглых
покрытиях.
К постоянным нагрузкам, помимо веса несущей конструкции, отно-
сят вес ограждающей конструкции — утеплителя, гидроизоляции, часто
подвесного потолка; ее вес принимается по фактическим весам приме-
ненных составляющих элементов.
К временным длительно действующим нагрузкам относят вес под-
весного потолка, вентиляционного и осветительного оборудования, ко-
торое часто подвешивается к несущей конструкции покрытия; вес этот
обычно задается архитекторами совместно с технологами и в зависимо-
сти от здания часто составляет 0,1—0,3 кН/м2 и более. Таким образом,
суммарное воздействие на покрытие постоянной и временной длительно
действующей нагрузки зависит от назначения сооружения, конструкции
кровли и наличия технологического оборудования. Для Московских
олимпийских сооружений оно составляло около 1,5—2 кН/м2. Для боль-
шинства зданий эти нагрузки принимаются равномерно распределен-
ными по покрытию.
171
о)
з - ГПТПТГН
1 IIIIIIIIIIIIITIH
Главными кратковременны-
ми нагрузками являются вет-
ровая и снеговая нагрузки.
Ветровая нагрузка. Расчет-
ное значение ветровой нагруз-
ки принимается по СНиП
II-6-74 в виде произведения ко-
эффициента перегрузки п, ско-
ростного напора <7о, коэффи-
циента k, учитывающего изме-
нение скоростного напора по
высоте, и аэродинамического
коэффициента с. При проекти-
ровании висячих покрытий все
данные берут из СНиП. К со-
жалению, в действующем
СНиП отсутствуют указания
по определению аэродинамиче-
ских коэффициентов для боль-
шинства форм висячих покры-
тий. В процессе реального про-
ектирования их обычно экспе-
риментально определяют про-
дувкой модели в аэродинами-
ческой трубе. Исследования
аэродинамического коэффици-
ента, выполненные К. А. Ба-
баевой*, показали весьма силь-
ную зависимость этих коэффи-
Рис. 13.3. Распределение снега по покрытию
а — цилиндрическому; б — чашеобразному; в шат-
ровому; г “ в виде гипара
2—4 — варианты
циентов от многих параметров
здания, что затрудняет их обоб-
щенную рекомендацию. Неко-
торые данные продувок моде-
лей реальных сооружений при-
водятся на рис. 13.2. Эти данные показывают, что ветер на подавляю-
щей части поверхности большинства покрытий оказывает отрицательное
давление — отсос, достигающий на отдельных участках покрытия 0,2—
0,3 кН/м2 и даже 0,6 кН/м2.
В легких покрытиях, особенно при недостаточном укреплении его
краев, неравномерное давление ветра вызывает большие деформации
покрытия и даже явление аэродинамической неустойчивости покрытия,
т. е. его вибрацию или полное вывертывание покрытия. В этих случаях
необходима специальная стабилизирующая конструкция, предохраняю-
щая покрытие от этого явления.
Для покрытий, собственный вес которых (вместе с подвесными по-
толками и технологическим оборудованием) составляет 1,5—2 кН/м2 и
края которых по всему периметру закреплены, явление аэродинамиче-
ской неустойчивости нечугрожает, и они не нуждаются в какой-либо
дополнительной стабилизации, а проверка покрытия на действие ветра
становится не обязательной.
Снеговая нагрузка на покрытие также принимается по СНиП II-6-74
и обычно рассматривается в нескольких вариантах: в виде равномерно
* Бабаева К. А. Расчетные нагрузки для основных типов висячих покрытий, — На-
. учно-техническая информация Госстроя СССР, 1968, № 10,
172
распределенной по покрытию и несколько вариантов неравномерного
распределения, учитывающего возможный передув снега ветром, частич-
ную очистку покрытия от снега и др. К сожалению, СНиП не приводит
рекомендаций по учету неравномерного распределения снега по боль-
шинству форм висячих покрытий, а данные, полученные К. А. Бабаевой,
являются первичными и необязательными. Такая, неопределенность с
неравномерным распределением снега приводит к тому, что проектиров-
щик рассматривает различные схемы загружения, вызывающие либо
наибольшие усилия в несущей или опорной конструкции, либо вызываю-
щие наибольшие перемещения, не очень сильно считаясь с вероятностью
таких нагружений.
Некоторые данные по фактическому распределению снега по поверх-
ности покрытия или по принятым для реальных сооружений данньш
приведены на рис. 13.3.
§ 3. ОСОБЕННОСТИ МАТЕРИАЛОВ, ПРИМЕНЯЕМЫХ
ДЛЯ НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИЙ ВИСЯЧИХ ПОКРЫТИЙ
Для несущих систем висячих покрытий применяют: арматурную
сталь, пучки высокопрочной проволоки, стальные канаты и тросы, про-
фильную и листовую горячекатаную сталь и алюминиевые сплавы. Каж-
дый из этих материалов обладает специфическими свойствами, которые
должны учитываться при проектировании покрытия.
Арматурная сталь неоднократно применялась в висячих покрытиях,
главным образом в висячих предварительно-напряженных железобетон-
ных оболочкак; наиболее перспективны термоупрочненные стали клас-
сов Ат-V и Ат-VI.
Так, в покрытии гаража в Красноярске и шламбассейна в Еманже-
линске (см. гл. 14) была применена круглая арматурная сталь 25Г2С,
упрочненная вытяжкой до е=3,5%. К достинствам арматурной стали
следует отнести ее относительно невысокую стоимость, большую, чем у
канатных проволок, коррозионную стойкость, вследствие меньшей по-
верхности при равной площади сечения, большой модуль упругости и,
следовательно, сравнительно меньшую деформативность покрытия, а
также легкость закрепления на концах (см. рис. 2.5). Недостаток арма-
турной стали — ее меньшая прочность по сравнению с канатной прово-
локой, что приводит к значительно меньшей несущей способности эле-
ментов из арматурной стали по сравнению с несущей способностью
стальных канатов . Небольшая (до 15 м) длина прокатываемой армату-
ры осложняет устройство элементов большой длины, так как сварка
стыков может привести к местному разупрочнению элемента, что также
ограничивает ее применение.
Пучки из параллельных проволок, семипроволочные пряди и невитые
канаты. Арматурные пучки пряди образуют из гладкой высокопрочной
проволоки по ГОСТ 7348—65, канатной проволоки по ГОСТ 7372—79 п
высокопрочной проволоки периодического профиля по ГОСТ 8480—63
диаметром 3—8 мм. Меньшая, чем у арматурной стали, коррозионная
стойкость этих видов арматуры позволяет рекомендовать их к приме-
нению только при условии соответствующей защиты, например в вися-
чих железобетонных оболочках.
Стальные спиральные канаты и тросы. Наибольшим распростране-
нием при изготовлении несущих элементов висячих покрытий пользуют-
ся: спиральные канаты из круглых проволок по ГОСТ (3062—3065)—66
и ГОСТ 13840^—68, спиральные канаты из фасонных проволок — закры-
тые по ГОСТ 3090—73, ГОСТ (7675 и 7676)—73, ГОСТ (18900—18902) —
173
73 и канаты-тросы двойной свивки (семипрядевые) по ГОСТ (3066—
3068)—74, ГОСТ 3081—80, ГОСТ 7667—69, ГОСТ 7669—80 и ГОСТ
14954—69 (см. рис. 2.2). Они изготовляются свивкой вокруг сердечни-
ка, из светлой или оцинкованной проволоки с временным сопротивле-
нием разрыву 1200—1800 МПа и более.
В качестве сердечника спиральных и закрытых канатов для по-
стоянных сооружений применяется стальная проволока той же марки,
что и проволоки каната. Не рекомендуется применять стальные канаты
с органическим сердечником (широко применяемые при монтажных
работах) в постоянных сооружениях вследствие их меньшей продольной
жесткости и возможности коррозии внутри каната.
Свивка каната вызывает в отдельных проволоках небольшие допол-
нительные изгибные напряжения и поэтому агрегатная прочность кана-
та — его расчетное разрывное усилие всегда меньше произведения рас-
четной площади сечения всех проволок на временное сопротивление раз-
рыву материала проволок (все эти данные приводятся в ГОСТах на
канаты).
Расчетные сопротивления стальных канатов см. СНиП.
Свивка канатов также уменьшает его продольную жесткость и, по
данным А. Н. Динника, теоретически модуль упругости каната должен
быть:
для спиральных канатов Екан—fem cos4 а,
для канатов двойной свивки Екан=Ест cos4 a cos413,
где —модуль упругости проволоки, обычно МПа; а —угол свивки
проволок в пряди (обычно а—12°); р —угол свивки прядей в канате (см. [12] разд. I).
Реальный модуль упругости каната до его вытяжки на монтаже
обычно меньше теоретического, так как в процессе транспортирования
и обработки каната плотность свивки проволок нарушается.
Чтобы достичь более равномерной работы всего сечения каната, а
также повысить и стабилизировать его модуль упругости, непосредст-
венно перед установкой в конструкцию рекомендуется проводить пред-
варительную вытяжку канатов. Предварительную вытяжку осуществля-
ют либо однократным натяжением каната с выдержкой в течение 30—
45 мин под усилием, на 10—15 % превышающим расчетное, либо дву-
четырехкратным натяжением каната таким же усилием с промежуточ-
ными разгрузками каната до нулевого усилия. Предварительная вытяж-
ка снижает неупругие деформации каната, вызванные расстройством
плотности свивки проволок, а также снимает значительную часть дефор-
мации ползучести материала проволок. Рекомендуемые модули уп-
ругости предварительно вытянутых канатов см. в [12] раздела I,
Концы канатов для прикрепления их к опорной конструкции долж-
ны иметь анкерные устройства. Наиболее универсальным креплением,
пригодным для канатов всех типов, являются заливные анкеры, в ста-
канах которых концы проволок каната загибаются и заливаются легко-
плавким (температура разлива 460—480° С) сплавом ЦАМ 9—1,5, со-
держащим цинк, 9—11 % алюминия и 1—2 % меди. Конструкция неко-
торых типов заливных анкеров, применяемых в висячих конструкциях,
й их генеральные размеры показаны на рис. 2.3. Подробнее технологию
заделки канатов см. в (12) раздела I.
В ряде случаев при массовом изготовлении, статической нагрузке на
канат и сравнительно небольшом диаметре каната (не более 40—-50 мм)
целесообразно применять гильзоклиновые анкеры (см. рис. 2.6). В этих
анкерах сцепление гильзы е канатом происходит в результате затекания
металла гильзы между проволоками элемента или пряди во время про-
талкивания гидьзы с вставленным в нее канатом и клином через филь-
174
ер, имеющий меньший диаметр, чем начальный наружный диаметр
гильзы. Во время проталкивания мягкий металл гильзы (обычно СтЗ)
приходит в пластическое состояние и заполняет пространства между
проволоками и гильзой, создавая неразъемное сцепление между ними.
Подробнее см. в (12) раздела I.
Для защиты от коррозии применяют канаты из проволоки, оцинко-
ванной горячим способом, или на готовый канат из светлой (неоцинко-
ванной) проволоки наносят слой металлического покрытия (цинка, свин-
ца, латуни, алюминия) или слой пластмассового (полимерного, полиа-
мидного) покрытия. Вид покрытия и толщина его слоя определяются
степенью агрессивности среды. Канаты, работающие в неагрессивных
средах, обычно достаточно смазать специальными защитными или эк-
сплуатационными смазками, применяемыми при хранении канатов.
Профильный металл, применяемый для изгибно-жестких вант, и
листовой металл, применяемый для металлических мембран, обычно не
отличается от подобного материала, применяемого в традиционных ме-
таллических конструкциях; здесь также применяются малоуглеродистая
и низколегированная сталь. Однако для тонких стальных мембран вви-
ду их очень большой поверхности, могущей подвергаться коррозионным
повреждениям, желательно применение атмосфероустойчивой стали ти-
па «Кортен»-—10ХНДП.
§ 4. ОСОБЕННОСТИ РАБОТЫ ПРОЛЕТНЫХ
НЕСУЩИХ СИСТЕМ ВИСЯЧИХ ПОКРЫТИЙ
Основная особенность работы пролетных несущих систем определя-
ется геометрической изменяемостью большинства из этих систем. Кине-
матический анализ показывает, что геометрически изменяемые системы,
обладающие одной или несколькими степениями свободы, могут изме-
нять свою геометрическую форму. Подобно геометрически изменяемым
пространственным стержневым системам ведут себя оболочки нулевой
и положительной гауссовой кривизны г =: ~— • ---цилиндрические и
сфероидальные, где рх и ру — главные радиусы кривизны поверхности.
Очертание их в геометрически изменяемых системах из условия рав-
новесия стремится приспособиться к нагрузке, и при изменении располо-
жения или характера нагрузки система изменяет свое очертание — по-
являются так называемые кинематические перемещения. Явление это
легко проиллюстрировать поведением гибкой нерастяжимой нити (од-
ного из основных элементов большинства висячих покрытий) при ее на-
гружении (рис. 13.4). При отсутствии внешней нагрузки нить имеет
очертание по рис. 13.4, а—«веревочной кривой»: от воздействия на нее
собственного веса, это будет «цепная линия», для пологих нитей —
близкая к квадратной параболе. При нагружении нити сосредоточенной
нагрузкой по рис. 13.4, б или 13.4, в нить принимает каждый раз иное
очертание, соответствующее своей веревочной кривой и все сечения нити
перемещаются. Таким образом, кинематические перемещения — это пе-
ремещения сечений системы, вызванные изменением очертания веревоч-
ной кривой вследствие изменения расположения или характера нагруз-
ки. Кинематические перемещения изменяют расчетную схему системы,
требуют знания состояния системы предшествующего нагружения, что
усложняет расчет. Нетрудно заметить,, что простое изменение интенсив-
ности нагрузки не вызывает кинематических перемещений. Отсюда по-
являются два характера нагружения системы — равновесное, при дей-
ствии которого возможно равновесие нити (системы) заданного началь-
ного очертания и которое не вызывает кинематических перемещений си-
175
Рис. 13.4. Кинематические перемещения гибкой нити
а—в — положения нити при различных нагружениях
Рис. 13.5. Прогибы гибкой нити
а — при равномерном нагружении; б — при неравномерном
нагружении
стемы, и неравновесное,
отличающееся по распо-
ложению или характеру
нагрузки от первоначаль-
ного и вызывающее кине-
матические перемещения.
Помимо кинематичес-
ких перемещений в несу-
щих пролетных системах
висячих покрытий велики
упругие деформации (осо-
бенно в системах с при-
менением стальных кана-
тов и тросов), вызванные
применением материалов
высокой прочности с
меньшим модулем упру-
гости.
Таким образом, суммарная деформативность висячих систем обыч-
но бывает существенно больше деформативности традиционных покры-
тий. В этом основная особенность работы висячих покрытий.
Для уменьшения деформативности начальное очертание системы вы-
бирают таким, чтобы постоянная нагрузка являлась равновесной и не
вызывала кинематических перемещений.
Анализ работы несущей системы, проведенный на примере несущей
гибкой нити из троса, показывает, что изменение параметров системы
различно влияет на ее упругие деформации и кинематические перемеще-
ния. Так, в случае нагружения (рис. 13.5, а) пользуясь приближенным
значением прогиба упругой нити, вызывающего максимальные упругие
3 рР 1
деформации ее, прогиб нити Д/ = -------ГТ----» О3*1)
+ 128££/»
или при полном использовании несущей способности нити, когда H—FR
Af==_s_ JL JL 1_________________!_________
16 / Е \+g/p 3 R ! I 1
16 Е к / ) 1 +p/g
Кинематических перемещений при этом виде нагружения нет, т. е.
w=0. Искривление нити (приращение кривизны), могущее нарушить
герметизацию кровли при действии нагрузки р,
J_______[_ d2yt _ &Уо = 8 А/ 3________________р ( J_y 1
Pl Ро ~ dxi dx* В ~~ 16 EF k f J , 3g/*
1+ 128EFP
(13.3)
где p, g —временная и постоянная нагрузка; Е, R и F — модуль упругости, расчетное
сопротивление и площадь сечения нити; I и f — пролет и начальная стрела провеса в
середине пролета нити.
Чтобы лучше выявить кинематические перемещения при неравновес-
ных нагружениях, воспользуемся нерастяжимой нитью (т. е. когда
EF->oo) и нагружением по рис. 13.5,6; тогда упругий прогиб нити отсут-
176
ствует; кинематические перемещения достигают наибольшего значе-
ния в четвертях пролета и равны
искривление нити
Рассмотрение этих выражений показывает, что увеличение стрелы
провеса системы уменьшает упругие прогибы и искривление нити при
действии равновесной нагрузки и увеличивает кинематические переме-
щения и искривление нити при действии неравновесной нагрузки. При
этом искривления от кинематических перемещений всегда остаются су-
щественнб большими, чем от упругих деформаций, из чего следует, что
для деформативности покрытия кинематические перемещения опаснее
упругих деформаций. При отсутствии постоянной нагрузки на покрытие
равенство упругих прогибов при полном равномерном загружении нити
и кинематических перемещений, а также при загружении половины про-
лета временной нагрузкой той же интенсивности получается для тросов
при стреле провеса около 1/17 пролета.
Различно и влияние постоянной нагрузки на упругие деформации и
кинематические перемещения. Так, наличие постоянной нагрузки, рав-
ной по интенсивности временной, уменьшает упругие деформации от вре-
менной нагрузки всего на 5—10%, в то время как кинематические пере-
мещения и местные искривления уменьшаются в 3 раза.
Из этого анализа можно сделать вывод, что из условия деформатив-
ности при легких покрытиях стрелку провеса нитей следует делать
меньше Vis пролета, а при тяжелых покрытиях, наоборот, желательно
иметь стрелку провеса больше V15 пролета. Этот вывод полностью сог-
ласуется с экономическими соображениями, основанными на расходе ма-
териалов на несущую систему, но, естественно, не учитывает соображе-
ний например, архитектурных или о невыгодности длинных распорок в
двухпоясных системах и т. п.
Стремление уменьшить кинематические перемещения висячих покры-
тий привело к использованию в них особого класса систем — мгновенно-
жестких, двухпоясных, тросовых сеток и оболочек отрицательной гаус-
совой кривизны и т. п. По определению И. М. Рабиновича [16], ^мгно-
венно-жесткой системой будем называть такую плоскую или пространст-
венную кинематическую цепь, которая имеет положительное число степе-
ней свободы, но в случае абсолютной жесткости ее звеньев она допускает
лишь бесконечно малые перемещения» (рис. 13.6). Упругие дефор-
мации элементов системы делают перемещения конечными, но все же
они много меньше кинематических перемещений изменяемых систем. К
преимуществам мгновенно-жестких систем относится также возмож-
ность их предварительного напряжения, действующего подобно постоян-
ной нагрузке на изменяемую систему. Это начальное натяжение увели-
чивает жесткость системы, особенно при действии неравновесных нагру-
зок и уменьшает деформационный эффект воздействия внешней нагруз-
Рис. 13.6. Кинемати-
ческий анализ систем
а — мгновенно изменяе-
мая система; число сте-
пеней свободы п—2 * 3—
2—4=0; б — мгновенно-
жесткая система П“2*4—3—4=1; в — мгновенно жесткая система п=2-10—15—-4—1, так как все
центры взаимного поворота частей системы относительно друг друга на одной прямой, то ее пове-
дение подобно системе б.
177
ки. Однако предварительное натяжение, увеличивая жесткость, увели-
чивает и усилия в элементах системы, что требует увеличения площади
их сечения, а потому значительные начальные усилия экономически не-
выгодны. Кинематические перемещения можно сильно уменьшить, на-
кладывая горизонтальные связи на несущий пояс системы [5] и [6]. На-
конец, кинематические перемещения в висячих покрытиях можно сильно
уменьшить применением изгибно-жестких нитей т. е. сплошностенчатых
или решетчатых элементов, работающих главным образом на растяже-
ние, но обладающих одновременно и конечной изгибной жесткостью, ко-
торая сильно уменьшает местные искривления покрытия и его кинема-
тические перемещения.
Таким образом, стабилизация покрытия может осуществляться со-
ответствующим выбором несущей системы и ее параметров, предвари-
тельным напряжением и применением изгибно-жестких элементов.
§ 5. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТОВ ЭЛЕМЕНТОВ
НЕСУЩИХ СИСТЕМ ВИСЯЧИХ ПОКРЫТИЙ
С гибкими нитями
Наиболее распространенным элементом несущих систем висячих по-
крытий является гибкая нить и поэтому рассмотрение расчетов элемен-
тов висячих покрытий целесообразно начать именно с нее [13], [4], [12],
[1], [17], [14] и др.
Гибкая нить. Гибкой называют нить, у которой /->0. Гибкая нить —
система геометрически изменяемая и ее очертание зависит от ее длины,
условий закрепления на опорах и вида нагрузки, действующей на нее.
Для нити, изображенной на рис. 13.7, уравнение равновесия аналогич-
но трехшарнирным аркам
у(х) = Мбап(х)Щ( (13.6)
где у(х) *=у0(х) +а>(х) — провес нити в сечении х; Л4бал(х) — балочный момент в се-
чении х от нагрузки q(x)-, Н — распор — горизонтальная составляющая растягиваю-
щего нить усилия.
По существу это уравнение эпюры моментов в масштабе 1/Н или
уравнение веревочной кривой для нити, нагруженной нагрузкой q (х).
Дважды дифференцируя левую и правую части уравнения (13.6), полу-
чим дифференциальную форму уравнения равновесия нити
dy 1 dM 1 , 42» 1 dQ 1 ,
отсюда
d2 и
(137)
Из этого уравнения видно, что кривизна нити пропорциональна на-
грузке (так как kz&d2yldx2 есть приближенное значение кривизн^), а
коэффициентом пропорциональности служит распор в нити, т. е. чем
больше распор, тем меньше кривизна и наоборот.
Начальному очертанию нити следует придавать очертание веревоч-
ной кривой от постоянной нагрузки (чтобы от нее не было кинематичес-
ких перемещений). Считая, что постоянная нагрузка равномерно распре-
делена по площади покрытия и пользуясь уравнением (13.6), можно ре-
комендовать начальные очертания нити для нескольких наиболее часто
встречающихся случаев расположения нитей в покрытиях (рис. 13.8).
При параллельном расположении нитей, имеющих большую стрелку
провеса (рис, 13.8, а), постоянная нагрузка, равномерно распределенная
178
Рис. 13.7. Расчетная схема нити
Рис. 13.8. Равновесные нагружения нитей в
покрытиях
а — собственным весом нити; б — в прямоуголь-
ных покрытиях; в — в круглых покрытиях; г — в
шатровых покрытиях
по поверхности покрытия, будет распределена по длине нити по за-
кону косинуса. В этом случае нить примет очертание иепной линии
по уравнению.
у (х) *= mCh (xjmfo (13.8)
где m=H!g определяется из условия на опоре (m+f) —mCh(l/2m).
В реальном строительстве по ряду конструктивных неудобств (чрез-
мерно крутая кровля, большой строительный объем, занятый покрыти-
179
ем, большие кинематические перемещения и т.п.) покрытия с такими
нитями применяются редко, чаще сооружают покрытия (рис. 13.8, б) с
так называемыми пологими нитями.
Пологими называют нити, имеющие что соответствует
^1/8...1/10; у них cosa->l и постоянная нагрузка считается равномер-
но распределенной по пролету нити.
Уравнение провеса таких нитей — квадратная парабола
4/
у = —— х(1 — х) или у = 4/1(1 — g), (13.9)
где g = xll.
Для покрытий круглого или эллипсоидального плана постоянная на-
грузка на нить собирается с площади, двух треугольников (рис. 13.8, в)
и уравнение провеса таких нитей следует принимать по кубической па-
раболе
6/ / 4 л3 \ . / 4 \
У-~-* + или ^ = б/| 1-2Ц- — а2 . (13.10)
Для покрытий шатрового типа (рис. 13.8, г) уравнение провеса нитей
следует принимать по кубической параболе
8 / / № \ 8
S/ = xtg0 + — ~ х 1-— илиу-xtgp Я(1-£3). (13.11)
О I \ 4 / О
Чтобы придать нити нужное очертание с заданными параметрами, не-
обходимо знать ее длину.
Длина дуги в плоскости х, у, о нити
х—Ь ____________________ х^Ь
L- J 1+(^Ул= f [>+4-^-4-<*'>*+
х—а х=а
+ -77(/)е--~ (/)8+ ... ]dx, (13.12)
lb Izo
где y'=dy/dx— первая производная от провеса нити в той же плоскости.
В большинстве расчетов используются лишь два первых члена ряда.
Для рекомендованных выше уравнений провеса длина нитей может быть
определена:
для покрытия
по
рис. 13.8, б
Г . 8 / / VI
1+т Н
(13.13)
для покрытия
по
рис. 13.8, в
Г , 18 ( f \21
*+т т
(13.14)
для покрытия
по
рис. 13.8, г
Г tg2 В 128 I f VI
1+4г+^ т
(13.15)
Определение усилий в нити от действия произвольной нагрузки в об-
щем случае является задачей нелинейной вследствие ее большой упру-
гой деформативности (вызывающей нелинейность работы первого рода)
и геометрической изменяемости (вызывающей нелинейность работы
второго рода). Определение усилия тяжения нити Т в сущности сводится
180
к определению ее распора Н — горизонтальной составляющей этого тя-
жения, так как для нити по рис. 13.7 усилие тяжения
Т= К#2 + V?,
(13.16)
где Я —распор в нити; Va = Va бап + Н tg р; Ув=Увбал — Н tg р; Уд бал и Уд бал —
опорные реакции разрезной балки, пролетом I от нагрузки q(x).
Здесь уместно обратить внимание на то, что при большой разнице в
отметках опор реакция будет больше Кв и может быть даже больше
всей нагрузки на нить, а реакция Vb будет при этом отрицательной. В
шатровых покрытиях это означает, что вертикальное усилие на среднюю
опору может превышать всю нагрузку на покрытие, а усилия в нитях
будут сильно изменяться по длине.
Распор Н можно определять, исходя из двух предположений: для бо-
лее грубых расчетов— в предположении нерастяжимой нити, когда упру-
гими деформациями нити пренебрегают, т. е. при £77->оо, и для более
точных расчетов — с учетом ее упругих деформаций.
В. К. Качурин, рассматривая зависимость статических и геометри-
ческих параметров пологой гибкой нити [5] для нерастяжимой нити по
рис. 13.7, получил для определения распора в нити квадратное уравне-
ние, учитывающее начальную и полную нагрузки, деформации опор и из-
менение температуры,
£>о cos6 р
+ a/Z cos Р + v sin Р cos2 Р + и cos3 р Я? =
откуда Н =
____________________D______________________
DO l п sin р , п 1 , л 1
—s—(- 2v-----—--Н 2м ~~—[- 2a//------~
Hq cos3 р cos2 Р cos4 р
(13-17)
где Но и Н — начальный и конечный распор; Do= Qq dx и D= \ Q2dx— параметры
0 о"
начальной и полной нагрузки; некоторые значения этих параметров приведены в
табл. 13.1; v и и — смещение опор нити (они положительны, если уменьшают Н)\
all — изменение длины нити при изменении температуры.
При отсутствии смещения опор и неизменной температуре формула
(13.17) сильно упрощается и получается
(13.18)
В (13.17) и (13.18) выражение Dq/Hq характеризует начальное очер-
тание нити и если начальная нагрузка отсутствует, то при определении
распора получается неопределенность типа 0/0. Для раскрытия этой не-
определенности следует предварительно определить Dq/Hq, подставляя
в выражения Dq и Но постоянную, равномерно распределенную по про-
лету нагрузку g— вес нити. Тогда формула (13.18) приобретает вид:
„ V$Dl Г1О1
Н=—-—, приведенный в [13].
При действии равновесной нагрузки удобнее исходить из уравнения
равновесия нити (13.6) и определять распор по формуле
Н = Мблл/Г, (13.19)
где f — стрела провеса нити в середине пролета по направлению действия нагрузки
(см. рис. 13.8).
181
Таблица 13.L Формулы для определения характеристик нагрузки D
№
п/п
7
2
4
5
5
7
Схемы
пи гружен и и.
I
0,51 Jc
-H—............*P
и?
lllHIIHinj
iniiiiiiiiiiiiiii:
0,51
~9251^5к —
J
—llllllllllinnml.Р
ff i ь г
liiiiiiiiiHiiii!
_Z_W
а
fry
ililllHHlillllHHIHi
1 ! „-jff
]. 051 | 0.51
Р
D
(g + P)2 Is
12
О'2 Z3
= —
с 24
61 [1 + ',? + (4g3 - ЗВ4) у2]
£a /3 5 7
D‘=^+~^epp+^l‘
2г4?2)
61 [1 + (ЗВ2 - 2В3) у2 +
+ (ЗВ-В3) у]
\9
10
11
12
15
/4
(g + p)2/3
45
15
p
9
68 —[13+10(1-7)4-
Зо
+ 13(1-у)2]
( 40 9
66 l + 2r8yt+ —rty2
у о
(g+p)2/3
80
Обозначение
a. „ b
a = — ; ₽ = — :
/ I ’
P
v = —;
§
p p
V1 ; Ya = —r~ ••
Si g + P
C (g + p)2/3
52= jj—;
A - g2p
63 ~ л c I
45
_ (g + p)2 /3
б4 = ' 45"" 1
65 80 ’
ri= 12 (B-B2);
r2 = 2(3B2-2B3);
r3 = (12a—12a2 —2B)B2;
r4=(12a—12a2 —B2) |/2;
/•*« 15(B-S3);
r6 = 0,5 (6B5 - 5B6);
r7 = 0,5(5B3- 3B6);
20
о
10
Для наиболее распространенных видов покрытий:
для покрытия по рис. 13.8, б
т. (g + p)?
Н = ~ьГ~’
для покрытия по рис. 13.8, в
гг (g + Р) Р
л == --------
24/
для покрытия по рис. 13.8,2
(13.20а)
(13.206)
„ (ё+р) I2
(13.20в)
Распор нити, показанной на рис. 13.7, с учетом ее упругих деформа-
ций можно определить из кубического уравнения В. К. Качурина (см.
[5]).
Я34-А№—£ —0‘, ‘ (13.21)
EFDq cos5 В
где А =----------
2Ш*
и sin р cos2 р + и cos3 р 4- all cos р
п0 4 ; EF;
]
EFD cos5 р
о =-----------------
2/
EF — продольная жесткость нити на растяжение.
Это наиболее полное уравнение распора гибкой нити, позволяющее
учесть начальное состояние нити, воздействие нагрузок различного ви-
да, воздействие температуры и смещения опор.
Более строгое решение, но без учета смещения опор и изменения
температуры дано Р. Н. Мацелинским*.
Для нити с неподвижными опорами, находящимися на одном уров-
не, уравнение (13.21) имеет вид
Я3 4-
EFDn
—Т~н°
21Н%
EFD
Н* —---- = 0.
21
(13.22)
Если опоры нити упруго податливы, то распор можно определять
по той же формуле (13.21), но без и и в знаменателе коэффициентов
А и Б вместо пролета I следует подставить /Прив= (l+v£Fcos3|3), где
v=va+vb — упругая податливость опор от (Д#) = 1 (определение Do,
D и Но при этом ведется по размеру пролета /).
Нить, первоначально прямолинейная, имеющая начальную длину, не
превышающую пролета, натянутая силой N и работающая на попереч-
ную нагрузку, называется струной.
При нагружении струны поперечной нагрузкой продольная сила в
ней возрастает и распор Н может быть определен из уравнения
И3 — N Н2—— 0, (13.23)
полученного алгебраическим преобразованием (13.21)).
Прогибы нити w (см. рис. 13.7), включающие ее упругие деформации
и кинематические перемещения, проще всего определять из уравнения
равновесия
а»(х) = ^^-“Уо(х); (13.24)
п
* Р. Н. Мацелинский. Уточнение методики расчета вант. — Строит, механика и
расчет сооружений. 1969, № 2.
183
однако для этого надо предварительно определить Н, что требует до-
полнительных вычислений.
Если в формулу (13.24) подставить Н, определенное для нерастя-
жимой нити, то прогиб w будет выражать только кинематическое пере-
мещение.
Учитывая неудобство определения прогиба по двум формулам,
В. К. Качурин [5] дал единое кубическое уравнение, учитывающее упру-
гие деформации и кинематические перемещения,
„ / п , AMj Л4? \
ю3 + 3z/0^2+ 3z/o~ —— I w + I — —- y0 — —- I = 0, (13.25)
\ D / \ D Б /
где w = w(x) —прогиб нити в сечении х; уо=Уо(х) —начальная ордината провеса нити
в сечении х; М1=Л1бал (х) —момент балочный в сечении х от полной нагрузки (g + p);
А и Б — коэффициенты к формуле (13.21).
Так как прогиб обычно мал, можно пренебречь его высшими степе-
нями в уравнении (13.25) как малыми величинами и определять прогиб
из линейного уравнения
Бур — АМ\ у0 — Л43
~ AM2 - ЗБу20
(13.26)
Для наиболее распространенных схем загружения нитей, показанных
на рис. 13.8, при загружении покрытия временной равномерно распре-
деленной нагрузкой прогибы в середине пролета нити можно определить:
для покрытия по рис. 13.8, б из уравнения
Г о 3 ] и? 3 pl4
^+3/оИ.+ [2/з + -^]----^ = О (13.27)
или по приближенной формуле
3 g/4
где С j =---------:
1 128 £/7з ’
для покрытий по рис. 13.8, в из уравнения
«,3 + 3(о1»2+[2Й + -?-^1-^_А -^5=0 (13.28)
'° ['° 432 EF \ f0 432 EF V '
или по приближенной формуле
5 pl* 1
(,3-28а>
г 5 где С- — 2 864 L
для покрытия по рис. 13.8, г из уравнения
w3 + 3/0 w2 + [2/3+ 1 .'° 2048EFcos§₽ . w 45 о/4 /0 2048 £F cess0. ~ ° (13,29)
или по приближенной формуле
1 р/4________1
91 £F^cos5p 1+С3’
(13.29а)
1
где С3 —---------------------.
91 EF$ cos5 0
184
Нагрузка, несимметричная относительно се-
редины пролета нити, вызывает вертикальные и
горизонтальные перемещения сечений нити, ко-
торые можно определить по формуле (13.30)
приведенной в [5] для нити по рис. 13.9.
Qi dx cos2 Pj j Qq dx cos2 Pj
ffcosspi ’
(13.30}
где 6e — горизонтальная составляющая перемещения точ-
ки с; Qi и Ну — перерезывающая сила и распор от полной
нагрузки; Qo и Но — то же, от начальной нагрузки.
Пример. Гибкая нить с упруго податливыми опорами
на одном уровне пролетом /=104 м, имеющая провес fo=
= 18м, сечение F=0,0085 м2, из стали с модулем упругости
Е=2,1-108 кН/м2 нагружена равномерно распределенной
=7,875 кН/м. Упругая податливость опор v=0,00063 м/кН.
пор Н и прогиб w нити.
Распор в нити определяем по формуле (13.21),
Рис. 13.9. К расчету го-
ризонтального смещения
сечений нити
по длине нагрузкой g=
Требуется определить рас-
Н3 + АН2- — Б = О,
где
_ Do н EF
2/f Я2 ° 2/x
16 /2
3 /
= 12070,513,
f2 ,
-у- и ее значение подставляем в А.
так как начальной нагрузки нет и Ho=Do=O, то сначала расшифровываем неопределен-
ность
Опоры нити упруго податливы, и поэтому сначала определяем приведенную длину
h=l+vEF= 1228,55 и ее также подставляем в выражение для А.
EFD FF о2 I3
Б = —— = -— = 4 223 137 800.
2/х 2lz 12
Полученные значения А и Б подставляем в уравнение (13.21) и получаем: /7=
=578 кН.
По приближенной формуле (13.19) получаем /7=591,5 кН. Прогиб нити определяем
по формуле (13.25) в середине пролета
U)3 -ф- _|_ fa) с __ 0,
где
а = 3/0 = 54;
ДМ?
------ = 648, так как
Б
а А и Б см- выше.
= = 10647,
О
3
С = ft- -7- 285,789.
о “ Ь
Решение кубического уравнения (13.25) дает w—0,426 м. Решение линейного урав-
нения (13.26) дает w = 0,441 м.
Расчет несущих систем в соответствии со СНиП П-А. 10-71 ведут по
предельным состояниям. По первой группе предельных состояний — по
несущей способности расчет металлических частей покрытия ведут в со-
ответствии с требованиями СНиП П-23-81. Особенностью определения
12-59
185
усилий в висячих системах при этих расчетах является нелинейность
работы систем, особенно при неравновесных нагрузках. Это часто вы-
нуждает делать расчет три раза: первоначально приближенно вручную
для ориентировочного выбора сечений, затем уточненно с учетом нели-
нейности работы и взаимного влияния отдельных частей системы, обыч-
но на ЭВМ, с последующей корректировкой первоначально заданных
сечений и, наконец, последний, контрольный расчет на ЭВМ для окон-
чательной проверки несущей способности всех элементов и деформа-
тивности системы.
Если расчеты первого предельного состояния сравнительно мало от-
личаются от расчетов традиционных статически неопределимых прост-
ранственных систем, то нельзя этого сказать о расчетах второго пре-
дельного состояния — по непригодности к нормальной эксплуатации.
В традиционных конструкциях обычно проверка второго предельного
состояния ограничивается проверкой статического прогиба конструкции
и оценкой ее собственных колебаний.
В висячих покрытиях, значительно более деформативных, чем тради-
ционные системы — фермы, арки, рамы, проверка второго предельного
состояния должна иметь значительно большее значение. В действующем
СНиП нет регламентации прогибов подобных покрытий. В литературе
имеются рекомендации предельных прогибов висячих покрытий: в статье
Н. М. Кирсанова [16], В. Н. Шимановского [12] раздела I и в проекте
нового СНиП (см. табл. 13.2).
Таблица 13.2. Предельные расчетные вертикальные прогибы несущих систем висячих
покрытий от действия временных нагрузок
Покрытие Предельные расчетные прогибы в долях от пролета* по
проекту СНиП Н. М. Кирсанову В. Н. Шиманов- скому
Мембранными оболочками 1/150*
Прочие висячие покрытия 1/200* 1/200
Зданий пониженной капитальности 1/100
Зданий повышенной жесткости 1/250—1/500
* Для висячих покрытий и мембран за пролет принимается длина загруженной временной на-
грузкой части фактического пролета конструкции.
Однако все эти рекомендации, по нашему мнению, недостаточно обо-
снованы и не вполне отражают истинное предельное состояние покрытий.
Нам представляется более правильным регламентировать ограничение
местных деформаций несущей конструкции (ее удлинение, искривление)
в зависимости от конструкции кровли. Однако вопрос этот пока разра-
ботан недостаточно и проверка второго предельного состояния висячих
покрытий не имеет надежного научного обоснования.
В покрытиях плоскостными системами — двухпоясными, изгибно-
жесткими элементами и т. п., при частичном загружении покрытия вре-
менной нагрузкой может проявиться так называемый клавишный эф-
186
фект — большая разница в прогибах двух соседних систем (нагружен-
ной и ненагруженной). Чтобы избежать разрывов в кровле и смягчить
клавишный эффект, в таких покрытиях необходима постановка связей —
вертикальных и горизонтальных, которые будут перераспределять на-
грузку между нагруженной и ненагруженной системами и уменьшать
разницу их прогибов.
Помимо определения статических прогибов и искривлений покрытия
часто необходимо исследовать его на сейсмостойкость и аэродинамиче-
скую устойчивость. Эти вопросы разработаны в [10] и [22].
§ 6. ОСОБЕННОСТИ ОПОРНЫХ КОНСТРУКЦИИ
висячих ПОКРЫТИИ
Основной особенностью опорных конструкций висячих покрытий яв-
ляется необходимость восприятия цепных усилий от покрытия, имеющих
вертикальную и горизонтальную составляющую при действии на покры-
тие вертикальной нагрузки.
Горизонтальная составляющая в усилиях от покрытия значительно
усложняет устройство опорной конструкции, увеличивает его материало-
емкость и приводит к тому, что опорные конструкции занимают значи-
тельный удельный вес в технико-экономических показателях, характе-
ризующих покрытие. Поэтому при проектировании сооружения необхо-
димо стремиться к тому, чтобы создать наиболее благоприятные условия
для работы опорной конструкции.
Для зданий прямоугольного плана на рис. 13.10 показаны некоторые
виды применявшихся опорных конструкций.
В конструкции по рис. 13.10, а тросовые фермы прикреплены к ко-
лоннам и передают распор поясов на наклонные оттяжки, закрепленные
в грунте. Такая конструкция, помимо плохого внешнего вида и возмож-
ных неудобств эксплуатации окружающего здание пространства, требу-
ет немалых дополнительных материалов и труда на устройство оттяжек
и их фундаментов. На рис. 13.10,6 показана аналогичная опорная кон-
струкция, в которой железобетонная висячая оболочка передает распор
через специальные бордюрные балки на колонны и оттяжки в грунт. Обе
эти конструкции вследствие указанных выше недостатков не нашли ши-
рокого применения.
На рис. 13.10, в показано покрытие, в котором усилия от покрытия
передаются на конструкции трибун и вспомогательных помещений, рас-
положенных по противоположным сторонам здания. Идея использования
конструктивных комплексов, окружающих висячее покрытие для пере-
дачи на них цепных усилий покрытия, реализовывалась неоднократно, но
каждый раз приходилось усиливать и приспосабливать эти конструкции
к восприятию усилий от покрытия; экономическая целесообразность это-
го приема может быть определена только для конкретного сооружения.
На рис. 13.10, г показано покрытие, в котором вертикальная реак-
ция висячих ферм покрытия передается на конструкцию трибун, а го-
ризонтальный распор — на замкнутую шестиугольную раму, располо-
женную в двух пересекающихся наклонных плоскостях, образуемых
верхними поясами висячих ферм. Устройство замкнутой опорной конст-
рукции, расположенной в плоскости покрытия, воспринимающей гори-
зонтальные усилия покрытия и не передающей их на нижележащую кон-
струкцию, т. е. локализующую действие распора в плоскости покрытия,
является большим преимуществом рассматриваемого решения. Однако
ригели рамы, расположенные вдоль длинной стороны здания, имеющие
значительный пролет и работающие на изгиб от горизонтального тяже-
12*
187
в)
/Г-А
Рис. 13.10. Схемы опорных кон-
струкций прямоугольных по-
крытий
1 — подбор; 2 — железобетонная
окаймляющая плита; 3 — ванты
ния висячих ферм, представляют собой сложную, тяжелую, негабарит-
ную для транспортирования конструкцию, могущую свести на нет все
преимущества висячих покрытий, а потому подобную опорную конст-
рукцию нельзя признать рациональной. Аналогичные по идее, но отлич-
ные от приведенного по конструктивному оформлению способы восприя-
тия цепных усилий покрытия неоднократно применялись в ряде по-
крытий.
Для всех этих сооружений характерен недостаток, присущий рассмот-
ренной выше опорной конструкции, — невыгодная работа на изгиб длин-
ного ригеля рамы, нагруженного значительными цепными усилиями все-
го покрытия.
В опорной конструкции по рис. 13.10, д тяжение мембраны покрытия
передается специальной конструкции — подбору. Подбор расположен в
плоскости покрытия, может быть выполнен из тросов, профильной или
полосовой высокопрочной стали и работает как нить на растяжение от
горизонтальных усилий покрытия. Подбор, передавая тяжение в углы
188
здания, сжимает окаймляющую покрытие железобетонную плиту. В этой
опорной конструкции каждый материал используется наиболее рацио-
нально: металл подбора — на растяжение, бетон окаймляющей плиты —
на сжатие, а действие горизонтальных усилий локализуется в плоскости
покрытия. Казалось бы, преимущества этого вида опорной конструкции
перед рассмотренными ранее очевидны, однако сложность передачи уси-
лий с покрытия на подбор и с подбора на окаймляющую покрытие желе-
зобетонную плиту (особенно при больших размерах покрытия) привела
к тому, что эта опорная конструкция не получила большого распростра-
нения.
На рис. 13.10, е показана конструкция, в которой цепные усилия двух
пересекающихся стальных полос, собирающих нагрузку со всего покры-
тия, передаются в углы покрытия и, обжимая окаймляющую покрытие
железобетонную плиту, локализуют горизонтальные усилия висячей си-
стемы поверхностью самого покрытия.
Особенность такого решения — необходимость иметь лишь две глав-
ные несущие все покрытие системы, что обусловливает передачу в углы
здания больших сосредоточенных усилий, в свою очередь вызывающих
большие конструктивные сложности. Именно эти причины делают мало-
перспективным применение подобной системы для покрытий больших
пролетов.
Рассмотрение приведенных видов опорной конструкции висячих по-
крытий показывает, что для прямоугольных зданий наиболее рациональ-
ны замкнутые контуры с передачей цепных усилий от пролетной части в
угловые зоны покрытия, хотя такие системы и связаны с определенны-
ми конструктивными трудностями, особенно в зданиях больших пролетов.
Для зданий круглого или эллиптического плана наилучшей и почти
единственной формой опорной конструкции висячего покрытия будет же-
лезобетонное опорное кольцо, лежащее на колоннах (рис. 13.11). Такие
кольца способны воспринимать горизонтальные составляющие цепных
усилий от покрытия, локализуя их в плоскости покрытия и передавая на
нижележащую конструкцию лишь вертикальные усилия. При действии
на покрытие равномерно распределенной нагрузки, обычно вызывающей
в покрытии наибольшие усилия, опорные кольца испытывают чистое сжа-
тие (кроме средних опорных колец шатровых оболочек, которые испы-
тывают растяжение), что делает целесообразным выполнять их из желе-
зобетона; при неравномерных нагрузках на покрытие в кольце дополни-
тельно появляются моменты. Для некоторых видов висячих покрытий,
особенно оболочек или тросовых сеток с поверхностью двоякой кривиз-
ны, целесообразная форма опорной конструкции — наклонная арка
(рис. 13.12). Арки, воспринимая цепные усилия покрытия, передают их
на грунт, часто значительно облегчая работу колонн, их поддерживаю-
щих.
Распорные усилия с контурных арок часто целесообразно восприни-
мать затяжками, расположенными под полом перекрываемого помеще-
ния и облегчающими работу опорных фундаментов. Очертание арок не-
обходимо согласовывать с распределением цепных усилий от покрытия,
добиваясь того, чтобы ось арки совпадала с кривой давления от цепных
усилий пролетной конструкции при действии на нее постоянной нагрузки.
Арки, в основном работающие на сжатие, целесообразно выполнять из
железобетона.
Резюмируя рассмотрение схем опорных конструкций висячих покры-
тий, можно отметить, что наиболее благоприятные усилия для их рабо-
ты у замкнутых круглых колец, расположенных на колоннах в уровне
покрытия. Такие кольца имеют наименьшие архитектурно-технологиче-
189
Рис. 13.11. Схемы опорных конструкций круглых и овальных покрытий
1 — металлическое кольцо среднее; 2 — то же, опорное; 3 — наружное железобетонное кольцо
опорное
Рис. 13.12. Схема арочных опорных конструкций
1 — опорные арки
ские ограничения решения всего здания и наилучшие технико-экономи-
ческие показатели. Оба эти обстоятельства обеспечили им наиболее час-
тое применение в висячих покрытиях, особенно при больших размерах
покрытия.
В зданиях прямоугольного плана удачная схема восприятия цепных
усилий покрытия пока не найдена и это значительно сдерживает исполь-
зование висячих покрытий для таких зданий.
Расчет опорных конструкций висячих покрытий ведется обычными
методами строительной механики на действие вертикальных и горизон-
тальных усилий от пролетных конструкций покрытия при действии на
покрытие постоянной нагрузки и различных комбинаций временных на-
грузок. При окончательном, уточняющем деформационном расчете же-
лательно учесть совместную работу опорной и пролетной конструкции.
Усилия в недеформируемых кольцах проще всего определять по го-
товым формулам, данным в книге Е. Н. Лессига, А. Ф. Лилеева, А. Г. Со-
колова. Стальные листовые конструкции. М., Стройиздат, 1956.
При полном равномерном загружении кольца осесимметричной на-
грузкой (см. рис. 13.13, а) в нем возникает наибольшая осевая сила, ко-
190
торая определяется по формуле
N = рг?
(13.31)
при этом изгибающие моменты и поперечные силы равны нулю.
При осесимметричном загружении сосредоточенной силой по
рис. 13.13, б усилия в кольце:
М = (0,3183— 1/2 sin ф)РГ(, (13.32)
N =— (Р/2) sin ф, (13.33)
Q =—(Р/2) cos ф. (13.34)
При осесимметричном загружении распределенной нагрузкой, рас-
положенной на части кольца, по рис. 13.13, в
при 0 ф а
рг2
М =-------[2а + л (cos а cos ф — 1)],
л
N—— pr (1 — cos acos ф),
Q =— pr cos a sin ф;
при а < ф < (л — а)
рг2 '
Л1 =------(2а — л sin a sin ф),
л
N =— pr sin a sin ф,
Q =— pr sin a cos ф;
(13.35)
(13.36)
13.13. К расчету круговых колец
при (л — а) < <р < л
М = —— [2а — л (1 + cos а cos ф)],
(13.37)
А =— pr(l + cos а cos ф),
Q =—ргсоза81'пф.
Наибольшие значения моментов получаются при а=39°30'.
Усилия в кольцах при других возможных загружениях см. в той же
книге.
ГЛАВА 14. ОДНОПОЯСНЫЕ ВИСЯЧИЕ ПОКРЫТИЯ
И МЕМБРАНЫ
Однопоясными будем называть покрытия, в которых непосредствен-
но на несущие гибкие металлические элементы (стержни или тросы)
уложены плиты покрытия, несущие утеплитель и гидроизоляцию кров-
ли. В большинстве осуществленных покрытий применялись железобе-
тонные или керамзитобетонные плиты. Все покрытия с железобетонными
плитами обычно во время монтажа предварительно напрягались, швы
между плитами замоноличивались и покрытие превращалось в железо-
бетонную предварительно напряженную висячую оболочку с несущей ар-
матурой.
Разновидностью этой конструктивной формы являются металлические
оболочки-мембраны, в которых листовой металлический настил соеди-
нен на монтаже в единую металлическую оболочку-мембрану, выполняю-
щую одновременно несущие и ограждающие функции.
Сравнительная простота этой конструктивной формы позволяет иметь
небольшое число типоразмеров элементов покрытия, что способствует их
индустриальному изготовлению и простому монтажу.
Пространственная работа покрытия значительно увеличивает его
жесткость, а совместная работа покрытия и опорной конструкции зна-
чительно облегчает работу конструкции. Эти преимущества данной кон-
структивной формы и определили ее широкое распространение.
В настоящее время применяются покрытия, выполненные с примене-
нием железобетона преимущественно при пролетах до 100 м и из ме-
талла.
§ 1. ОДНОПОЯСНЫЕ ПОКРЫТИЯ с ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫМИ
ПЛИТАМИ
К специфическим преимуществам покрытий с применением железо-
бетона относится их большая жесткость по сравнению с оболочками ме-
таллическими, большая огнестойкость и меньшие эксплуатационные
расходы, а к недостаткам — большой собственный вес, приводящий к
повышенному расходу материалов на поддерживающую покрытие кон-
струкцию.
Покрытие обычно состоит из плоских сборных керамзитобетонных
или ребристых железобетонных плит заводского изготовления, уложен-
ных на основные арматурные стержни, замоноличенные и предваритель-
но-напряженные в процессе монтажа покрытия. Криволинейную поверх-
ность из плоских сборных плит образуют швы замоноличивания.
В качестве высокопрочной арматуры в висячих оболочках чаще всего
применяются стальные канаты и тросы. Они более удобны, чем другая
192
Рис. 14.1. Гараж в г. Красноярске
/, 2, 4—несущие стержни 0 40 через 1,5 м;
3 — железобетонные плиты; 5 — опорная
конструкция
высокопрочная арматура, применяющаяся для предварительно-напря-
женного железобетона, так как очень компактны, воспринимают боль-
шие усилия и изготавливаются большой длины, не требующей промежу-
точных стыков.
Некоторые однопоясные покрытия с применением железобетонных
плит показаны на рис. 14.1—14.4.
Примеры покрытий отражают главные формы поверхности приме-
няющихся висячих однопоясных покрытий.
1. Компоновка и работа покрытий
В цилиндрических покрытиях (рис. 14.1) и в [7] арматурные стерж-
ни, закрепленные в опорной конструкции, расположены параллельно
короткой стороне здания. На них уложены прямоугольные плоские
железобетонные плиты одного типоразмера для всего покрытия, в даль-
нейшем замоноличиваемые. Расстояние между стержнями арматуры оп-
ределяется их несущей способностью и в свою очередь влияет на толщи-
ну железобетонной плиты, работающей на изгиб от внешней нагрузки с
пролетом, равным расстоянию между стержнями. Чем больше расстоя-
ние между стержнями, тем выше должны быть несущая способность
стержня и толщина плиты. В существующих покрытиях это расстояние
1,5—3 м и более.
Кривая провеса стержней, в соответствии с приходящейся на них на-
грузкой, принимается в виде квадратной параболы по формуле (13.9).
Для обеспечения стока воды с покрытия стрелки провеса стержней де-
лают несколько меньше к середине здания и больше к торцам здания.
Для прямоугольных покрытий весьма важен выбор наилучшей опор-
ной конструкции.
В круглых вогнутых покрытиях, имеющих форму параболоида вра-
193
' 19.03
Рис. 14.3. Гараж в Киеве
1 — средняя железобетонная опора; 2 — водо-
сток; 3 — тросы 84 065; 4 — ребристые желе-
зобетонные плиты
Рис. 14.2. Рынок в Бауманском районе
Москвы
1 — светоаэрационный фонарь; 2 — железобе-
тонное кольцо 1X1,5 м; 3 — керамзитобетон-
ные плиты; 4 — тросы 80 052,5 мм;
щения (рис. 14.2) и [9], тросы рас-
положены по радиусам на одинако-
вых расстояниях. Одним концом
они прикреплены к железобетон-
кольцу, а другим — к внутреннему метал-
ному наружному опорному г------у - -------- --------------у------
лическому кольцу. На расходящиеся от центра покрытия тросы
уложены трапециевидные плоские железобетонные плиты, в дальнейшем
замоноличиваемые. В отличие от цилиндрических покрытий, все плиты
одного сектора между соседними тросами будут разных размеров, но по-
вторяемость секторов достаточно большая (в приведенных примерах она
составляет 80—85 раз), что делает целесообразным изготовление этих
плит заводским способом. Расстояние между тросами по периметру по-
крытия, подобно цилиндрическим покрытиям, определяется несущей
способностью тросов и железобетонных плит; целесообразно принимать
его кратным шагу колонн, поддерживающих покрытие.
Кривая провеса тросов в соответствии с приходящейся на них нагруз-
кой принимается в виде кубической параболы по формуле (13.10). Диа-
метр внутреннего металлического кольца назначается обычно исходя из
удобства закрепления в нем тросов (по 35—50 см по длине кольца на
один трос) 6—12 м. Круглое наружное опорное железобетонное кольцо,
как известно, — наиболее экономичная и простая опорная конструкция
висячих покрытий и это определило наибольшее ее распространение.
Однако в этом покрытии затруднено устройство внутреннего водостока
из внутренней части покрытия.
В шатровых покрытиях (рис. 14.3) тросы также расходятся по ра-
диусам от центра покрытия и по ним уложены плоские трапециевидные
железобетонные плиты, которые в последующем замоноличиваются. Рас-
стояние между тросами, размеры плит и способ их изготовления опре-
деляются также, как и в круглых вогнутых покрытиях,
194
Кривая провеса тросов в соответст-
вии с приходящейся на них нагрузкой
принимается в виде кубической пара-
болы по формуле (13.11).
Однако работа шатрового покры-
тия отличается от работы вогнутого
круглого покрытия тем, что в шатро-
вом покрытии значительная часть на-
грузки передается через среднюю стой-
ку и лежащее на ней металлическое
кольцо. Среднее металлическое кольцо
шатрового покрытия, помимо горизон-
тальных растягивающих его сил, вос-
принимает также и вертикальные уси-
лия от покрытия, причем вертикальные
усилия составляют значительную часть
всей вертикальной нагрузки на покры-
тие (а иногда даже и превышают ее).
Таким образом, металлическое кольцо
является главной опорой всего покры-
тия, поэтому его конструкция и работа
будут сильно отличаться от среднего
кольца провисающего покрытия.
В свою очередь металлическое
кольцо опирается на центральную же-
лезобетонную опору в виде толсто-
стенной трубы большого диаметра или
куста отдельных стоек, связанных по
60,2
Рис. 14.4. Цирк
/ — железобетонные плиты
высоте ригелями.
Шатровое покрытие может быть скомпоновано в двух вариантах. При
желании иметь наружный водосток параметры покрытия (см. рис. 13.8, г)
должны удовлетворять уравнению
h!l > (16/3)(f//).
(14.1)
В этом случае наружное опорное железобетонное кольцо будет испыты-
вать от тяжения покрытия, помимо горизонтальной составляющей, сжи-
мающей кольцо, вертикальную составляющую, направленную снизу
вверх и отрывающую кольцо от колонн. Такая сила, противоречащая
обычным представлениям о взаимодействии покрытия с колоннами, тре-
бует специальных креплений кольца к колонне и колонны к фундаменту.
При устройстве водостока из провисающей части покрытия можно
понизить высоту средней опоры и увеличить стрелу провеса покрытия,
что выгодно, но усложняет устройство водоотвода (подробнее см. § 2 п. 5
настоящей главы).
Для покрытий (рис. 14.4), имеющих форму поверхности в виде ги-
перболического параболоида, более сложных, но и более жестких, чем
рассмотренные ранее, характерно расположение тросов в двух взаимно
перпендикулярных направлениях. Выбор поверхности в виде гиперболи-
ческого параболоида, сокращенно гипара, имеющего уравнение поверх-
ности
г— -fc~7T~3
объясняется ее особыми свойствами (подробнее см. § 2 п. 4 настоящей
главы). Тросы, имеющие провес вниз, обычно называют несущими, а пер-
пендикулярные им и имеющие провес вверх — стабилизирующими или
195
натягивающими. Таким образом, арматура, натянутая на опорную кон-
струкцию, образует сетку с равными квадратными или прямоугольными
ячейками, в которые укладывают плоские железобетонные плиты и за-
моноличивают покрытие. Благодаря выбору поверхности в форме гипара
все тросы одного направления одинакового сечения, так как усилия в них
от равномерной нагрузки на покрытие равны. Равенство сечений тросов
и размеров плит (кроме плит, примыкающих к опорной конструкции)
создает благоприятные условия для унификации и индустриальности за-
водского изготовления главных элементов покрытия. Расстояния между
тросами и толщина плит покрытия, так же как и в ранее рассмотренных
покрытиях, определяются их несущей способностью.
Кривые провеса тросов в соответствии с формой покрытия и прихо-
дящейся на них нагрузкой принимаются по квадратной параболе по
формуле (13.9). Более сложным, чем для рассмотренных ранее покры-
тий, является устройство опорной конструкции. Она обычно делается в
виде железобетонного пространственного замкнутого кольца или двух
наклонных, пересекающихся в основании арок. Пространственное очер-
тание кольца объясняется необходимостью вписать его в поверхность
гипара. Несоблюдение этого условия нарушает работу гипара и, следо-
вательно, те предпосылки, которые были приняты при выборе поверх-
ности покрытия. Естественно, что сложная конфигурация кольца услож-
няет изготовление покрытия.
Важным обстоятельством для выбора вида покрытия является его
дефор м ативность.
Кинематический анализ форм поверхности покрытий показывает, что
цилиндрические покрытия и покрытия с поверхностью вращения поло-
жительной гауссовой кривизны (рис. 14.1, 14.2) соответствуют изменяе-
мым системам и кинематические перемещения в них под действием не-
равновесных нагрузок могут быть уменьшены собственным весом по-
крытия и их изгибной жесткостью. Две другие формы поверхности
покрытий, показанные на рис. 14.3, 14.4, имеют отрицательную гауссо-
вую кривизну, могут быть отнесены к системам мгновенножестким, т. е.
внутренне стабилизированным, и значительно меньше страдают от воз-
можных кинематических перемещений. Благоприятную роль для стаби-
лизации покрытий имеет и сравнительно большой собственный вес же-
лезобетонных покрытий, составляющий обычно более 1 кН/м2 покрытия.
Уменьшение стрелы провеса несущих тросов также уменьшает ки-
нематические перемещения. Уменьшая стрелу провеса тросов покрытия
с целью его стабилизации, мы увеличиваем усилия в них и, следо-
вательно, увеличиваются их сечения и сечения опорных конструкций по-
крытия. Кроме того, с уменьшением стрелы провеса увеличиваются упру-
гие прогибы покрытия, что несколько снижает эффективность этого спо-
соба стабилизации покрытия. Поэтому для покрытий, внутренне
стабилизированных формой покрытия (см. рис. 14.3 и 14.4), целесооб-
разно принимать большую величину стрелы провеса тросов, например
7ю—715 пролета, а для покрытий, не имеющих внутренней стабилизации
формой покрытия — меньшую, например V17—7гз пролета. Наилучшее
сочетание формы и параметров покрытия при заданных постоянной и
временной нагрузках может быть найдено только вариантным проекти-
рованием. Для превращения покрытия в железобетонную оболочку, ра-
ботающую на растяжение, покрытие должно быть предварительно на-
пряжено.
Предварительное напряжение оболочки увеличивает ее жесткость и
наряду с другими факторами является одним из важных путей стабили-
зации покрытия.
196
Предварительное напряжение должно быть назначено таким, чтобы
после учета усадки, ползучести бетона и релаксации арматуры при пол-
ном нагружении покрытия постоянной и временной нагрузкой в бетоне
покрытия оставалось небольшое сжатие, препятствующее раскрытию
трещин в оболочке.
Возведение оболочки начинается с устройства опорных конструкций,
на которые навешиваются тросы со средним металлическим кольцом
(для круглых покрытий). По навешанным тросам концентрическими
кругами от краев к середине укладывают плиты покрытия. Этот порядок
раскладки плит необходим для поддержания равенства усилий во всех
тросах при монтаже, так как только при равенстве усилий в тросах в
наружном опорном кольце не будут возникать изгибающие его момен-
ты. После укладки плит производят напряжение и замоноличивание со-
оружаемой оболочки.
В настоящее время известно четыре способа напряжения оболочек,
и выбирать способ надо в зависимости от местных условий.
Оболочка, показанная на рис. 14.1, напрягалась пригрузом стержней
специально подвешенной к ним нагрузкой (путем подвешивания специ-
альных платформ с балластом), которая вызывала в них усилия пол-
ного предварительного напряжения и соответствующие удлинения. После
пригруза осуществляется замоноличивание швов между сборными плита-
ми, выдержка для набора бетоном замоноличивания необходимой проч-
ности и освобождение теперь уже монолитной железобетонной оболочки
от пригруза. Освободившись от дополнительной нагрузки, арматурные
стержни стремятся принять свою первоначальную длину, но этому пре-
пятствует бетон замоноличенных швов и происходит обжатие бетона обо-
лочки арматурой.
Этот способ неоднократно применялся для предварительного напря-
жения оболочек разных видов и форм. Необходимость перемещения
больших масс балласта является крупным недостатком этого способа
напряжения оболочек. Для цилиндрических покрытий этот способ вызы-
вает обжатие оболочки лишь в одном, правда, главном рабочем направ-
лении. В перпендикулярном направлении, вдоль образующей цилиндра,
оболочка остается ненапряженной и при ее работе вследствие попереч-
ных укорочений растянутых элементов могут возникнуть трещины, пер-
пендикулярные образующей цилиндра.
Второй способ напряжения применялся при возведении оболочки, по-
казанной на рис. 14.2 и 14.5. При этом способе после укладки всех плит
на тросы замоноличивали все кольцевые швы. После набора ими необ-
ходимой прочности натягивали тросы домкратами, находящимися на
монтажной башне, поддерживающей среднее кольцо. Натяжение вели
одновременно несколькими домкратами, расположенными симметрично
относительно центра покрытия, чтобы в наружном опорном кольце не
возникали большие изгибающие моменты от неравномерного тяжения
тросов. Натяжение тросов до проектного усилия приходилось осуществ-
лять в несколько приемов, так как натяжение последующих тросов изме-
няло усилие в ранее натянутых. Натянув все тросы до проектных уси-
лий и, следовательно, обжав бетон плит покрытия, тросы закрепляли в
среднем кольце и замоноличивали радиальные швы между плитами.
Третий способ напряжения оболочки применялся при сооружении по-
крытия, показанного на рис. 14.3. Здесь все швы между плитами запол-
няли расширяющимся бетоном, который при твердении обжимал плиты
покрытия и превращал его в монолитную оболочку. Преимущество этого
метода — простота и возможность обжатия оболочки во всех направле-
ниях.
197
К недостаткам метода относится трудность контроля величины обжа-
тия оболочки.
Четвертый способ напряжения оболочки применялся при сооружении
покрытия, показанного на рис. 14.4. При этом способе навешанная на
опорную конструкцию сетка из арматуры, прикрепленная специальными
оттяжками к полу, натягивалась до проектных усилий домкратами до
укладки плит. После натяжения арматуры на нее укладывались плиты,
замоноличивались швы между ними и в таком положении оболочка вы-
держивалась до твердения бетона. После набора бетоном необходимой
прочности оболочку освобождали от оттяжек, притягивающих ее к полу
и создающих ее пригруз. Освободившись от дополнительной нагрузки,
арматура обжимала бетон. К преимуществам этого способа напряжения
надо отнести обжатие оболочки в двух взаимно перпендикулярных на-
правлениях, а к недостаткам — его сложность.
2. Расчет покрытий
Подбор сечений арматуры и опорного наружного и среднего кольца
покрытия производится по усилиям, возникающим в них во время пред-
варительного напряжения покрытия. В это время вес бетонных плит
является лишь частью нагрузки на напрягаемые арматурные стержни,
так как бетон замоноличивания еще не затвердел, покрытие как оболоч-
ка работать не может и всю нагрузку воспринимает только арматура.
Усилия в арматуре и, следовательно, в кольцах в это время максимальны.
Усилия в несущих арматурных стержнях можно определять по фор-
мулам (13.16) и (13.20) расчета гибкой нити. В этих формулах за по-
стоянную нагрузку g принимается равномерно распределенный по по-
крытию вес плит и арматуры, а за временную р — равномерно
распределенная по покрытию нагрузка пригруза или нагрузка, соответ-
ствующая предварительному напряжению стержня, собранные с площа-
ди между соседними несущими стержнями. По найденным усилиям в
стержнях подбирают их сечения и сечения колец. При этом площадь
сечения кольца должна удовлетворять наибольшей нормальной силе в
кольце, что бывает при полном равномерном загружении покрытия все-
ми расчетными нагрузками. Изгибная жесткость кольца должна удов-
летворять изгибающим моментам, появляющимся в нем в процессе мон-
тажа покрытия (например, при натяжении тросов домкратами) или при
его эксплуатации, при неравномерном загружении покрытия.
Определение изгибающих моментов и нормальных сил в кольцах по
приведенным выше формулам в готовой оболочке, монолитно связанной
с кольцами, дает несколько преувеличенные значения усилий, так как
совместная пространственная работа оболочки с кольцами уменьшает
воздействие оболочки на кольца в результате сдвигающих усилий в обо-
лочке.
3. Конструктивное оформление
Конструктивное оформление состоит в выборе типов сечений отдель-
ных конструктивных элементов и решении узлов сопряжений.
На рис. 14.5, а представлено сопряжение сборных плит оболочки с
несущей арматурой при предварительном напряжении оболочки пригру-
зом или расширяющимся бетоном. В этом случае плиты выпусками ар-
матуры укладывают на стержни основной несущей арматуры оболочки
(обычно тросы) и после осуществления пригруза швы между плитами
замоноличивают бетоном.
198
Рис. 14*5. Сопряжение железо*
бетонных плит с арматурой
а—при напряжении пригрузом;
б — то же, домкратами; 2—швы,
соответственно меридиональный и
кольцевой
На рис. 14.5, б представлено сопряжение плит с тросами при напря-
жении оболочки натяжением тросов домкратами. В этом случае плиты
опираются на тросы через специальные консоли, выпущенные из плит,
обеспечивающие свободу деформации плит относительно тросов и ме-
ридиональные швы между плитами замоноличиваются после натяжения
тросов на бетон. Кольцевые швы между плитами армируют вспомога-
тельной кольцевой арматурой и замоноличивают отдельными кусками
до натяжения тросов, создавая монолитные бетонные секторы для пе-
редачи усилий натяжения тросов на бетон.
Средние растянутые кольца круглых покрытий чаще всего выполня-
ются в виде сварных сечений из прокатной стали, часто повышенной
прочности.
На рис. 14.6, а показан фрагмент сечения среднего кольца прови-
сающего покрытия и прикрепление к нему несущих тросов. Сечение
кольца состоит из двух горизонтально расположенных сварных швелле-
ров, соединенных планками. Тяжение троса на кольцо передается через
вилкообразные шайбы, вставляемые между кольцом и концевым стака-
ном троса. Меняя число вилкообразных шайб, можно регулировать дли-
ну троса при его натяжении домкратом во время предварительного на-
пряжения покрытия.
На рис. 14.6, б, в показаны фрагменты средних колец шатровых по-
крытий. Эти кольца, в отличие от предыдущих, воспринимают горизон-
тальную и вертикальную составляющую тяжения тросов и передают ее
на среднюю опору покрытия. Для больших покрытий, с большим числом
несущих тросов диаметр среднего кольца большой и его удобнее делать
по рис. 14.6, б; для покрытий небольших — среднее кольцо можно делать
по рис. 14.6, в.
Наружные опорные кольца, сжатые тяжением тросов покрытия,
обычно делают железобетонными, сборно-монолитными. Для покрытий
небольших размеров кольца имеют сплошное прямоугольное сечение с
большими размерами в плоскости покрытия. Для больших покрытий раз-
меры колец становятся также достаточно большими и сборные элементы
кольца сплошного сечения были бы весьма тяжелы. Поэтому для них
199
элементы кольца делают в
<виде железобетонной короб-
ки, служащей одновременно
опалубкой кольца, вклю-
ченной в его работу (см.
рис. 14.7). Эти коробчатые
элементы устанавливают на
колонны, в них на монтаже
закрепляют тросы покры-
тия, укладывают дополни-
тельную арматуру кольца
для его работы на изгиб и
кольцо бетонируют. Одно-
временно бетонируют стыки
элементов кольца.
Сечения колец большей
частью наклонены к гори-
зонту с тем, чтобы подходя-
щие к кольцу тросы были
параллельны длинной сторо-
не сечения кольца. Во избе-
жание кручения кольца ва-
жно центр его сечения сов-
местить с точкой пересече-
ния осей тросов с осью ко-
лонн. Длина сборного эле-
мента кольца обычно бывает
равна расстоянию между
колоннами (тогда стык эле-
ментов осуществляют на ко-
лонне) или удвоенному рас-
стоянию между колоннами
(тогда стык элементов дела-
ют между колоннами, см.
рис. 14.7). Крепления тросов
к кольцу необходимо раз-
мещать так, чтобы они не
попадали на стыки колец.
Опорные кольца, кроме
осевого сжатия (иногда
с изгибом в плоскости обо-
Рис. 14.6. Средние металлические кольца оболочек
д — в чашеобразных оболочках; б—в — в шатровых обо-
лочках; 1 — вилкообразные шайбы; 2 — заварить после
монтажа тросов
Рис, 14.7. Наружные железобтонные кольца оболочек
а — стык колец на колоннах; б — то же, в пролете; / -—стыки; 2 —тросы; 3—бетон замоноличи-
вания на монтаже; 4 — колонна
200
лочки из-за неравномерного тяжения тросов), работают также и на вер-
тикальный изгиб, как неразрезные балки, опирающиеся на колонны и
нагруженные собственным весом и вертикальной составляющей тросов.
§ 2. МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ ВИСЯЧИЕ ОБОЛОЧКИ-
МЕМБРАНЫ
1. Общие свойства металлических мембран
Наряду со свойствами, перечисленными ранее, присущими всем ви-
сячим оболочкам, металлические оболочки обладают рядом специфиче-
ских свойств.
В металлических оболочках, благодаря их малой толщине, напря-
жения от изгиба пренебрежимо малы по сравнению с напряжениями от
их растяжения и обычно не учитываются в работе оболочки. Такие обо-
лочки называют безмоментными или мембранными. Металлическая мем-
брана, работающая на растяжение, — весьма благоприятная конструк-
тивная форма для использования положительных свойств металла — его
высокой несущей способности при работе на растяжение. Именно по-
этому мембранные покрытия экономичны по расходу металла на едини-
цу перекрываемой площади и могут перекрывать большие пролеты.
Кроме того, мембраны менее деформативны аналогичных тросовых сис-
тем. Для оценки деформативности мембран большую роль играет такая
характеристика, как гауссова кривизна их поверхности.
В практике используются мембраны с цилиндрической и конической
поверхностью (имеющие нулевую гауссову кривизну), различные фор-
мы провисающих поверхностей: сферическая, оболочки вращения (имею-
щие положительную гауссову кривизну), шатровые и седловидные мем-
браны (имеющие отрицательную гауссову кривизну). Кинематический
анализ показывает, что мембраны нулевой и положительной гауссовой
кривизны работают подобно изменяемым системам, более деформативны
и при некоторых видах нагружений, вызывающих в них сжимающие на-
пряжения (например, ветровой отсос), могут потерять общую устойчи-
вость.
Мембраны отрицательной гауссовой кривизны не могут потерять об-
щую устойчивость, так как независимо от вида нагрузки и ее распреде-
ления всегда есть направления, в которых мембрана работает на рас-
тяжение. Поэтому такие покрытия оказываются малодеформируемыми,
даже не будучи предварительно напряженными.
Исследования, проведенные в ЦНИИСКе [19], показали также, что
жесткость мембранных покрытий (кроме цилиндрических), работающих
в двух направлениях и воспринимающих сдвиговые усилия, существенно
выше жесткости тросовых систем аналогичной формы. При постоян-
ной нагрузке, близкой к снеговой, положение поверхности мембра-
ны оказывается достаточно устойчивым практически при любом разме-
щении на ней снега и специальная стабилизирующая конструкция ока-
зывается не нужной. Основной недостаток мембран — большая
поверхность тонкого металла, подверженного коррозии, если не принять
соответствующих мер его защиты. И хотя местная коррозия для мем-
бранных покрытий не очень опасна благодаря их огромной живучести
из-за пространственной работы, мероприятия по уменьшению опасности
коррозии при эксплуатации сооружений повышают расходы на по-
крытие.
К недостаткам относится и малая огнестойкость тонких мембран. Ис-
пытания модели незащищенного мембранного стального покрытия, про-
13-59
201
веденные в 1978 г. ЦНИИСК им. Кучеренко совместно с ВНИИПО МВД
СССР, показали, что предел огнестойкости составляет не менее 0,78 ч и
для мембранных покрытий специальную защиту от огня часто можно
ле производить. Однако для некоторых сооружений предел огнестойко-
сти мал я приходится применять специальные мероприятия по защите
покрытия от огня, что, естественно, увеличивает стоимость покрытия.
Конструкция мембраны обычно состоит из направляющих элементов,
на которые при монтаже укладывают лепестки мембраны, заранее рас-
кроенные в соответствии с формой мембраны, и прикрепляют к ним. Ле-
пестки мембраны сваривают на заводе, рулонируют и привозят на мон-
таж в виде готовых рулонов.
Материалом для мембран обычно служит листовая малоуглеродис-
тая или низколегированная сталь толщиной 4—6 мм. Чтобы уменьшить
опасность коррозии, лучше применять атмосферостойкую низколегиро-
ванную сталь 10ХНДП типа «Кортен».
Двукратная попытка применить для мембраны нержавеющую сталь
ОХ18Т1 толщиной 2 мм положительного эффекта не дала из-за высокой
стоимости этой стали, а также из-за непредвиденных осложнений, по-
явившихся при использовании несущей оболочки в качестве кровли,
с расположением утеплителя под оболочкой. Сварка тонких листов мем-
браны на направляющих в условиях монтажа приводит к появлению в
мембране местных выпуклостей — хлопунов. При изменении температу-
ры воздуха в этих местах происходит потеря местной устойчивости лис-
тов мембраны, сопровождающаяся хлопками. Явление это, помимо не-
приятного внешнего эффекта, чревато появлением усталостных явлений
в мембране, а потому использование тонкой несущей мембраны в каче-
стве открытой кровли едва ли целесообразно.
Применение алюминиевых сплавов, имеющих высокие коррозионные
свойства и прочность ряда сплавов, не уступающих прочности стали, поз-
воляет в полной мере использовать преимущества мембранных конст-
рукций, назначая их толщины с полным использованием расчетных со-
противлений материала. Однако широкому распространению мембран-
ных покрытий из алюминиевых сплавов препятствуют их высокая
стоимость, а также трудности сварки тонких алюминиевых листов.
Стремление избежать трудности сварки привело к появлению новой кон-
структивной формы покрытия в виде провисающей оболочки, получаю-
щейся из плоской мембраны, образованной из переплетенных алюминие-
вых лент. Подробнее о таких конструкциях см. гл. 12.
Для соединения рулонов, образующих мембрану, на монтаже исполь-
зовались все три вида соединений: сварка, высокопрочные болты и клеп-
ка. Наиболее прогрессивным, по-видимому, следует считать сварку, хотя
большое количество монтажной сварки тонких листов, трудно поддаю-
щейся автоматизации, и необходимость ее контроля в неудобных усло-
виях сильно уменьшают преимущества сварки перед соединениями на
высокопрочных болтах.
В качестве направляющих элементов мембраны чаще всего приме-
няется крупноячеистая сетка из полосового и профильного металла, ко-
торая после выполнения монтажных функций включается в состав мем-
браны и часто служит для нее элементами жесткости и связей. Помимо
прямых функций поддержания лепестков мембраны во время ее мон-
тажа направляющие формируют поверхность мембраны. Прежде чем
начать монтаж мембраны (из отдельных лепестков), монтируют сетку
из направляющих и ее поверхность регулируют для придания будущей
мембране заданной формы. Регулирование формы сетки легко осуществ-
ляется приданием нужной длины ее элементам специальными приспо-
202
соблениями в месте присоединения элементов к опорной конструкции.
Только после выверки формы поверхности сетки начинают сборку самой
мембраны.
Для некоторых типов покрытий возможна сварка мембраны внизу и
подъем ее целиком (см. ниже).
Существует также предложение изготовлять мембрану внизу плос-
кой, а затем соответствующим пригрузом при работе материала про-
летной части за пределом пропорциональности придавать ей необходи-
мую форму. Экспериментально этот способ прошел проверку, при этом
на круглом плане была достигнута ровная провисающая поверхность.
На прямоугольном плане загрузка плоской мембраны приводит к поте-
ре устойчивости листа в угловых зонах и образованию складок, что не-
желательно. Для висячих покрытий применяют мембраны весьма раз-
нообразной формы. Ниже показаны примеры покрытий, которые отра-
жают главные формы поверхности применяющихся покрытий
металлическими мембранами.
2. Цилиндрические мембраны
Цилиндрические мембраны, применяемые для покрытия зданий пря-
моугольного плана, являются системами изменяемыми, и для уменьше-
ния их деформативности в большинстве сооружений устраивают допол-
нительную стабилизирующую их конструкцию. В качестве такой кон-
струкции часто используют направляющие с изгибно-жесткими
элементами; на ней монтируют мембрану. Направляющие элементы при
этом должны вместе с мембраной работать на местный изгиб, они могут
сильно уменьшить кинематические перемещения и местные искривления
мембраны. Одним из примеров применения цилиндрических мембран
может служить покрытие размером 42,5X65 м Дворца спорта имени
В. И. Ленина во Фрунзе (рис. 14.8) и [9]. Цилиндрическая мембрана тол-
щиной всего 2 мм из нержавеющей стали ОХ18Т1 является одновремен-
но и кровлей (утеплитель помещен под мембраной). Она стабилизиро-
вана направляющими из прогонов-швеллеров № 27, расположенных на
расстоянии 3 м один от другого и скрепленных с металлическими свар-
ными поперечными балками высотой 1 м, расположенными на расстоя-
нии 12 м одна от другой, служащими одновременно сейсмическими рас-
порками между продольными стенами здания.
Расстояние между прогонами может быть определено из условия ра-
боты мембраны вдоль образующей покрытия как гибкой, закрепленной
на прогонах пластинки, воспринимающей временную вертикальную на-
грузку. Кривая провеса мембраны должна быть выбрана по веревочной
кривой от постоянной нагрузки по уравнению (13.6) из условия, чтобы
постоянная нагрузка была равновесной. (В показанном на рис. 14.8 по-
крытии постоянная нагрузка на нем была неравномерно распределена
по длине здания и кривая провеса не приводится.)
Цепные усилия мембраны воспринимают полосы-подборы, располо-
женные у торцов здания, из стали СтЗ, размером 4000X20 мм. Подборы
работают на растяжение и передают свои усилия в углы здания, сжимая
железобетонную опоясывающую покрытие опорную конструкцию. Такая
компоновка конструкций прямоугольного покрытия позволила локали-
зовать восприятие горизонтальных усилий мембраны в уровне покры-
тия, не передавая их на нижележащую конструкцию. Одновременно бы-
ла использована наивыгоднейшая работа материала элементов покры-
тия — металла мембраны и подборов на растяжение, бетона опорной
конструкции на сжатие. Однако наличие мощных поперечных распорок-
13*
203
Рис. 14.8. Дворец спорта в г. Фрунзе
J — железобетонный каркас стен; 2 — балки
(I h—1000); 3 — железобетонная обвязка плиты;
•4—мембрана (6=2 мм, СтОХ18Т1); 5 — подбор из
стали СтЗ (4000X20)
Рис. 14.9. Универсальный спортзал в Измай-
лове (Москва)
7—мембрана 6=2 мм; 2—несущие диагональные
полосы; 3 — окаймляющая железобетонная плита
балок, желательных с точки зре-
ния сейсмостойкости здания, ус-
ложнило без необходимости ра-
боту мембраны. При отсутствии
этих распорок-балок конструк-
ция покрытия была бы проще,
полнее реализовала бы основной
принцип висячих покрытий — ме-
талл должен работать только на
растяжение, хотя, вероятно, при-
шлось бы несколько увеличить
сечение продольных прогонов
постели. Изибная жесткость та-
ких прогонов нужна только для
стабилизации покрытия и зави-
сит от соотношения постоянной и
временной нагрузки — чем боль-
ше постоянная и меньше времен-
ная нагрузки, тем меньшая из-
гибная жесткость нужна для ста-
билизации покрытия. Простран-
ственность работы цилиндричес-
ких мембран сказывается слабо
(только через известное увеличе-
ние модуля упругости Е\=Е/
/(1—v2) для мембраны). Расчет
такого покрытия (без попереч-
ных балок) мог бы быть сведен
к расчету изгибно-жестких нитей
(подробнее см. гл. 15), в сечение
которых следовало бы ввести се-
чение прогона с частью мембра-
ны, приходящейся на один прогон.
Интересный пример использо-
вания цилиндрических мембран —
покрытие универсального спортив-
ного зала в Измайлове (см. рис.
14.9) и [9], размером 72X66 мм [19]. Покрытие состоит из замкнутого
криволинейного железобетонного опорного контура с сечением 6Х0>5 м,
опирающегося на железобетонные колонны. Пролетная часть покрытия
имеет мембрану толщиной 2 мм из нержавеющей стали ОХ18Т1, под-
крепленную системой диагональных элементов толщиной 25 мм из стали
14Г2. Диагональные элементы имеют стрелу провисания 4 м, выполне-
ны переменной шириной от 5,5 (у опор) до 1,2 м (в центре покрытия)
и имеют продольную прорезь, которая по окончании монтажа была за-
варена. Пролетная часть покрытия закреплена в углах и по периметру
опорного контура.
Форма поверхности покрытия образована пересечением четырех сек-
торов цилиндрического очертания. При этом отметка основания каждого
сектора расположена на 0,4 м ниже его вершины, что обеспечивает на-
ружный водоотвод.
Собранное на земле плоское покрытие крепилось концами диагональ-
ных элементов к подъемным устройствам и поднималось в проектное по-
ложение. Форма покрытия образовалась в результате провеса мембраны
и раскрытия прорезей диагоналей под действием собственного веса по-
204
крытия. Но так как стрелка провисания по направляющей каждого сек-
тора переменна, то зазор по длине диагонали также менялся. В процес-
се образования формы покрытия размер зазора фиксировался в не-
скольких местах по длине диагонали стопорными планками, а по
окончании этот зазор заваривался клиновидной вставкой. Работу мем-
браны, в соответствии с принятым методом монтажа, можно разделить
на две стадии.
На первой стадии во время подъема и загружения мембраны посто-
янной равномерно распределенной нагрузкой мембрана не имеет связи
с опорным контуром и все усилия от постоянной нагрузки передаются на
диагональные элементы, закрепленные в углах опорного контура. Такой
метод монтажа позволяет избавить опорный контур от работы на по-
перечный изгиб при действии постоянной нагрузки. На этом этапе все
четыре сектора покрытия работают, как цилиндрические мембраны со
свободными кромками, и каждую из этих мембран можно представить
как совокупность отдельных параллельных полос, опирающихся на диа-
гональные элементы покрытия и работающих как гибкие нити. На дей-
ствие постоянной нагрузки эти полосы можно рассчитывать по формуле
(13.22) с учетом увеличения модуля упругости для пластины. Диаго-
нальные элементы покрытия, воспринимая цепные усилия мембран, ра-
ботают как гибкие нити, нагруженные вертикальной постоянной нагруз-
кой, распределенной по треугольникам с нулевым значением в центре и с
вершинами на опорах, и горизонтальной нагрузкой, выражающей собой
проекцию распоров от прикрепленных к диагоналям полос мембраны —
нитей.
Получающийся распор в диагонали
п_УЛ И
8L \fa
где g — постоянная равномерно распределенная
ры сторон покрытия; fa и }ь — стрелы провеса
бран покрытия (у опорного контура);
Г 8 / f \21
£=41+т(-т)];
f — стрела провеса диагонального элемента.
На второй стадии работы покрытия, когда мембрана скреплялась с
опорным контуром, на действие временной нагрузки мембрана начина-
ла работать в двух направлениях, а опорный контур изгибаться в гори-
зонтальном направлении. На действие временных нагрузок покрытие
рассчитывали методом конечных элементов в линейной постановке на
ЭВМ. Усилия в мембране, полученные расчетом по первой и второй ста-
дии работы, суммировали. Конструктивных мероприятий по стабилиза-
ции покрытия не проводилось, но значительная постоянная нагрузка, поч-
ти равная временной, сама стабилизировала покрытие и полученные
прогибы были признаны приемлемыми.
К достоинствам этой схемы покрытия надо отнести безизгибную ра-
боту опорного контура квадратного здания на постоянную нагрузку,
а также возможность сборки покрытия в горизонтальном нижнем поло-
жении.
Однако применение подобной схемы к покрытию прямоугольных зда-
ний с значительной разницей в размерах сторон проблематично,
3. Провисающие мембраны и оболочки вращения
Другой формой мембранных покрытий являются провисающие мем-
браны на круглом или эллиптическом плане. Они имеют положительную
205
(14.2)
нагрузка на покрытие; 1а и 1ь — разме-
наружных краев цилиндрических мем-
I
Рис. 14.10. Универсальный стадион на проспекте
Мира (Москва)
1 — железобетонное кольцо (5X1,75)
гауссову кривизну, довольно
деформативны и часто тре-
буют специальной стабили-
зирующей их конструкции.
На рис. 14.10 и [9] —
покрытие Олимпийского уни-
версального стадиона на
проспекте Мира провисаю-
щей мембраной эллиптиче-
ского в плане здания со
стрелкой провеса в центре
мембраны 12,5 м, что состав-
ляет 714,5—718 пролета. Ме-
мбрана выполнена в форме
эллиптического параболои-
да из стали 14Г2 толщиной
5 мм и подкреплена ради-
ально-кольцевыми направ-
ляющими, предназначенны-
ми для монтажной сборки
мембраны без подмостей, а
также для создания акусти-
ческого подвесного потолка
и пространства для разме-
щения технологического обо-
рудования. Радиальные на-
правляющие элементы, состоящие из висячих ферм высотой 2,5 м,
придают покрытию некоторую изгибную жесткость в радиальном
направлении; кольцевые направляющие выполнены из прокатных
элементов и полезны только во время монтажа. Мембрана по пе-
риметру закреплена в монолитном железобетонном опорном кольце с
размером сечения 5X1,75 м. Кольцо бетонировали в металлической опа-
лубке, включенной в работу кольца и опертой на колонны, расположен-
ные по периметру покрытия с шагом 20 м. В средней части мембраны
расположена плита размером 30X24 м, на которую устанавливали часть
технологического оборудования. Плита выполнена из стального листа
толщиной 8 мм, подкрепленного ортогонально расположенными балка-
ми двутаврового сечения, и окаймлена сварным двутавром. Мембрану
собирали из ряда тонколистовых секторов длиной в среднем 90 м и ши-
риной 10,4—1,7 м, которые сваривали на заводе и доставляли на строи-
тельную площадку в рулонах.
Мембрану монтировали после монтажа колонн, металлической опа-
лубки, бетонирования наружного опорного кольца и установки на вре-
менной опоре центральной плиты. В специальном кондукторе собирали
блоки, состоящие из двух радиальных ферм, промежуточных элементов
кольцевых ребер, части технологического оборудования (воздуховодов)
с последующим их подъемом с помощью траверсы-распорки в проектное
положение. После монтажа блоков и установки между ними недостаю-
щих элементов кольцевых ребер на образованную таким образом ради-
ально-кольцевую сетку из направляющих укладывали лепестки мембра-
ны. Отдельные лепестки объединяли в пространственную мембрану вы-
сокопрочными болтами.
Эллиптический план здания, принятый по архитектурно-планировоч-
ным соображениям, хотя и не внес существенных изменений в напряжен-
но-деформированное состояние мембраны, тем не менее усложнил про-
206
ектирование покрытия, изготовление и монтаж конструкций. По сравне-
нию со зданием с круговым очертанием плана возросло число
типоразмеров всех основных конструкций покрытия, а также узлов со-
пряжения отдельных элементов.
При компоновке покрытия большую роль играет выбор исходной гео-
метрии покрытия, так как даже при одной и той же стрелке провеса мем-
браны, но в зависимости от различных очертаний меридиана сильно ме-
няется распределение цепных усилий по поверхности мембраны, а также
усилий в опорной конструкции.
В рассматриваемом покрытии форма мембраны была принята в виде
эллиптического параболоида.
Для зданий круглого плана при равномерно распределенной по по-
крытию постоянной нагрузке равновесной формой мембраны будет па-
раболоид вращения. Уравнение его поверхности
/ х \2 / U \2
2 = / — +/ — , (14.3)
\ а / \ а /
где а — радиус покрытия; / — стрела провеса мембраны.
Такая форма поверхности обеспечивает достаточно равномерное рас-
пределение радиальных и кольцевых усилий по поверхности мембраны
при действии полной распределенной нагрузки, имеющей обычно решаю-
щее значение для прочности мембраны. Это позволяет делать всю мем-
брану постоянной толщины без излишних запасов прочности.
Стрелу провеса таких мембран принимают в пределах V15—V20 диа-
метра покрытия, помня высказанное ранее замечание о работе изменяе-
мых систем, — большую стрелу провеса брать при большем отношении
постоянной нагрузки к временной и наоборот.
Покрытия рассчитывают по упругой стадии работы материала в не-
сколько этапов. В начале производят по безмоментной линейной теории
приближенный расчет мембраны, внутреннего и внешнего кольца на дей-
ствие постоянной нагрузки и полного загружения временными нагруз-
ками для первоначального определения сечения мембраны и ее колец.
Затем производят уточняющий расчет, в котором необходимо учесть
геометрическую нелинейность и пространственность работы системы,
так как известно, что линейные расчеты идут в запас по усилиям и не в
запас по перемещениям, а также учесть совместную работу наружного
опорного кольца с оболочкой, так как это существенно снижает изги-
бающие кольцо моменты от неравновесных нагрузок. В качестве такого
уточняющего метода расчета можно мембрану заменить пространствен-
ной шарнирно-стержневой системой, включающей оба кольца и колонны,
на которые она опирается. Площадь сечения элементов стержневой си-
стемы определяют из условия эквивалентности деформаций и усилий
стержневой ячейки и элемента оболочки. Полученную стержневую сис-
тему рассчитывают на ЭВМ с учетом геометрической нелинейности си-
стемы на действие постоянной нагрузки и нескольких вариантов вероят-
ных равновесных и неравновесных временных нагрузок. По результатам
расчета корректируют принятые первоначально сечения самой мембра-
ны и колец, а также исходя из полученных деформаций выявляют необ-
ходимость устройства специальной стабилизирующей конструкции. Па-
раллельно с уточняющим расчетом ведется расчет на действие усилий в
элементах покрытия, возникающих в процессе его монтажа. Особенно
опасны изгибающие моменты в наружном опорном кольце мембраны при
несимметричной раскладке радиальных направляющих элементов по пе-
риметру покрытия. Несмотря на малый собственный вес этих элементов
изгибающие моменты в кольце легко могут превысить аналогичные мо-
207
Рис. 14.11. Параболоид вращения
1 — оболочки до деформации; 2 — то же после деформации
менты, возникающие в нем во время эксплуатации покрытия. Увязка се-
чения кольца с рациональным методом монтажа покрытия — обязатель-
ный этап расчета. После внесения необходимых коррективов в конструк-
цию и сечения элементов покрытия проводится окончательный
контрольный расчет всей системы покрытия на ЭВМ.
Определение усилий в круглой оболочке, имеющей форму парабо-
лоида вращения (см. рис. 14.11), при расчете по безмоментиой линейной
теории удобно вести по методу, изложенному С. П. Тимошенко*. Так,
от осесимметричной нагрузки, расположенной на всей площади покры-
тия (см. рис. 14.11,а,б), определение усилий в оболочке можно вести
по уравнению (Лапласа)
Nl/«i + N2//?2=p, (14.4)
где М и W2 — меридиональное и кольцевое усилие в оболочке, Rt и R2 — радиусы кри-
визны оболочки; р — проекция внешней нагрузки на нормаль к поверхности оболочки.
Предварительно надо определить некоторые геометрические харак-
теристики поверхности мембраны. Сечение поверхности, описываемой
уравнением (14.3), вертикальными плоскостями, проходящими через ось
ох, дает равные параболы. Так, пересечение плоскости xoz с поверхно-
стью дает параболу z=f(x/a)2. Радиус кривизны этих парабол в вер-
тикальной плоскости
R1 г" 2fa?
Угол между касательной к поверхности и горизонтом, а также угол меж-
ду главной нормалью к поверхности и осью oz
т —’ * 2 ’ 1 п /-----' — • Т ’— ; , •
° У 1 ч- tg? ф ’ У l + t^qj
* С. П. Тимошенко. Пластинки и оболочки. — М., Гостехиздат, 1948.
208
Радиус кривизны поверхности в кольцевом направлении
R2 = x/sin ф.
Нормальная к поверхности мембраны составляющая внешней нагрузки
р = q cos ф.
Меридиональные усилия в мембране от равномерно распределенной по
покрытию нагрузки (рис. 14.11, а) определяем из условия равновесия
отсеченной горизонтальной плоскостью части мембраны
2лх Nr sin ф = G = лх? q,
отсюда
n2 = [p
(14.6)
JVj = ?x/2sin ф. (14.5)
Кольцевое усилие определяем из уравнения Лапласа, подставляя в него
все определенные ранее величины,
«1 /
Для снеговой нагрузки, плавно увеличивающейся по интенсивности, от
краев покрытия к середине (по рис. 14.11, б), нормальная к поверхности
составляющая внешней нагрузки
cos ф.
p = q 1 4- k 11 ——
L \ a.
Меридиональные радиальные усилия в мембране можно определить
из тех же условий, что и раньше,
[( 2 х
1 + k 1 —-
\ За
откуда
2 х
2sin<p[' ' 3 а
Формула для определения N2 (14.6) не меняется, но в нее должны быть
подставлены новые значения Ni и р.
Для определения перемещений оболочки постоянной толщины 6 вос-
пользуемся уравнениями, приведенными в книге С. П. Тимошенко,
V = sin ф {J [W1 (Я1 + т7?г) — Na (Я2 + v^)] dtp + cj,
Rz
w = vctg<f — — (У2 — vNj),
Eo
где v, w — смещение по касательной и по нормали (см. рис. 14.11, в) сечения оболочки,
имеющего угол наклона нормали — ф; v=0,3 — коэффициент Пуассона; С — постоянная
интегрирования, определяемая из условия, что на опоре при ф = а смещение о = 0.
Для параболоида вращения по уравнению (14.3) смещение оболочки
по нормали w от действия равномерно распределенной нагрузки по
рис. 14,11, а
а* д
’ Е8
Наибольшее перемещение будет в середине оболочки при <р=0 — это
прогиб середины оболочки
а4 д Г
4/2 * ЕЬ [
Применение приведенной методики расчета покажем на примере.
(14.7)
/, cos ф , 1 \ 3 СОЗф 1
v 1 —-----------1-----------I —---------—--------------4------------
\ cos а 2 cos2 Ф / 4 cos ф 4 cos? а 2 cos3 ф
W =
1
/ 3 1 \ 1
V ----—---------- — —
\ 2 cos а) 4
w =
(14.8)
cos2 а )
209
Пример. Определить усилия в металлической мембране по рис. 14.11. Поверхность
мембраны — квадратичный параболоид вращения по уравнению (14.3) с параметрами:
а=102 м, /=12,5 м. Расчетная нагрузка интенсивностью д=3,5 кН/м2 равномерно рас-
пределена по горизонтальной проекции поверхности мембраны.
Определяем усилия в средней части мембраны на окружности радиусом х=14 м.
Предварительно определяем геометрические характеристики мембраны в этой точке
по формулам с. 208—209.
tg ф = 0,033641; sin ф = 0,033622; cos ф = 1;
= 416,63 м; Rz = 416,394 м; р « q = 3,5 кН/м3.
Меридиональное усилие определяем по формуле (14.5),
#1= 728,689 кН/м.
Кольцевое усилие определяем по формуле (14.6),
#2=728,28 кН/м
Аналогичную процедуру проделываем для мембраны у опорного кольца при х—
=а=102 м и получаем:
£1=454,217 м; tg ф=0,245098; sin ф=0,238052;
cos ф=0,971252; £2=428,477 м; р= 3,399 кН/м2.
Меридиональное усилие #1=749,836 кН/м. Кольцевое усилие #2=749,215 кН/м.
Рассмотрение усилий показывает, что вся мембрана испытывает почти одинаковые
усилия, что позволяет делать ее из листов одинаковой толщины. Принимая толщину ли-
стов 6=5 мм, будем иметь напряжения в них около 14,5 кН/см2. Прогиб середины
покрытия по формуле (14.8) составит ау=21,59 см. Принимая для того же покрытия
с теми же параметрами а=102 м и /=12,5 м мембрану по поверхности кубического
(X / у
— I “Н f I — I > и проделав анало-
а / \ а /
гичный расчет, получим усилия в мембране:
в сечении х=14 м,
#1=3537,395 кН/м, #2=0;
в сечении х=102 м,
#1=517,294 кН/м, #2=59.634 кН/м.
Рассмотрение результатов показывает, что усилия сильно изменяют-
ся по поверхности мембраны и сделать ее из листов одинаковой толщи-
ны уже не представляется возможным. Имея усилия в мембране, легко
рассчитать ее опорное кольцо. Пользуясь полученными радиальными
усилиями в мембране, по формуле (13.31) находят усилия в кольцах и
по полученным усилиям подбирают сечения мембраны и колец. Однако
при действии осесимметричной нагрузки на покрытие не удается выявить
расчетный изгибающий момент, действующий в уровне мембраны на
сжатое наружное опорное кольцо. Этот момент получают из уточненного
расчета при действии на покрытие несимметричных нагрузок (например,
неравномерное расположение снега на покрытии) и по нему ведется
армирование сечения наружного железобетонного кольца. Размер этого
момента является также критерием для проверки правильности приня-
того метода монтажа. Монтаж покрытия обычно ведется путем последо-
вательной укладки радиальных направляющих элементов на централь-
ную монтажную башню и на наружное кольцо.
Расчетной проверке подлежит также радиальный направляющий эле-
мент, работающий во время монтажа как нить, закрепленная в среднем
и наружном кольце покрытия (с опорами на разных уровнях) на дей-
ствие собственного веса и веса лепестка мембраны, лежащего на этом
элементе и не участвующего в работе до окончания монтажа мембраны
и раскружаливания ее на центральной башне. Если радиальный элемент
гибкий, то рассчитать его можно, пользуясь формулами (13.19в), (13.21)
и (13.26), если элемент изгибно жесткий в виде висячей фермы или дву-
тавра, то рассчитывать его следует по формулам гл. 15.
По усилиям, полученным в этом расчете, подбирают сечение элемен-
та с учетом, что в последующем весь элемент или только его верхний по-
210
Рис. 14.12. Покрытия
мембранами
а — универсальный спортзал
в г. Ленинграде; б — завод
металлоконструкций в Авст-
рии
яс будет работать в составе сечения мембраны и получит дополнитель-
ные усилия и напряжения от неучтенной в монтажном расчете части по-
стоянной и временной нагрузки. Распор радиального направляющего
элемента действует на среднее и наружное кольцо мембраны. Но сред-
нее кольцо к моменту монтажа радиальных элементов обычно бывает
уже замкнуто лежащей на нем металлической плитой, образующей в по-
следующем среднюю часть мембраны. Поэтому воздействие усилий ра-
диальных элементов на него не вызывает в нем изгибающих моментов,
а усилия растяжения существенно меньше, чем при эксплуатационной
работе покрытия.
В совершенно других условиях работает наружное опорное кольцо.
Воздействие радиальных ребер на него (особенно в начале их монтажа)
представляет местное воздействие радиальной нагрузки, которое вызы-
вает в нем изгибающие моменты, действующие в уровне покрытия. Эти
моменты могут быть определены с использованием формул (13.32) —
(13.37), и несмотря на сравнительно небольшие усилия воздействия ра-
диального элемента на наружное кольцо, изгибающие моменты в нем
могут достигать значительных размеров. Желательно принять такой по-
рядок монтажа радиальных элементов, чтобы изгибающие моменты в
кольце во время монтажа не превышали изгибающих моментов в нем же
во время эксплуатации покрытия.
Полученные при уточненном расчете прогибы мембраны могут слу-
жить критерием необходимости устройства специальной, стабилизирую-
щей мембрану конструкции. В покрытии Олимпийского универсального
стадиона, по мнению авторов, стабилизирующая конструкция была не
нужна и в работе мембраны был учтен только верхний пояс радиальной
фермы (изгибная жесткость ее не была учтена). В покрытиях, показан-
ных на рис. 14.12, их авторы посчитали необходимым принятие специаль-
ных мер по стабилизации покрытия.
На рис. 14.12, а показана сферическая мембрана покрытия универ-
211
сального спортивного зала в Ленинграде из стального листа толщиной
6 мм, стабилизированная в середине покрытия тяжелой железобетонной
плитой с размещенным на ней технологическим оборудованием. Допол-
нительно мембрана стабилизирована 56 специальными предварительно-
напряженными тросовыми фермами, размещенными по радиусам. Верх-
ним поясом ферм служит радиальный направляющий элемент мембра-
ны, выполненный из швеллера. Нижний пояс ферм прикреплен к
специальному кольцу диаметром 72 м, свободно подвешенному к мем-
бране и устроенному для того, чтобы не передавать сосредоточенных
усилий поясов ферм на мембрану.
На рис. 14.12,6 показана коническая мембрана покрытия цеха ме-
таллоконструкций в Австрии. В этом покрытии мембрана стабилизиро-
вана весом мостовых кранов, одна из опор которых передает свои уси-
лия в центр мембраны.
Рассмотрение различных методов стабилизации мембран позволяет
сделать вывод, что наиболее рациональным следует считать устройство
радиальных направляющих элементов в виде висячих ферм из прокат-
ных профилей, удобных в производстве и монтаже и легко позволяющих
'получать необходимую жесткость покрытия изменением высоты ферм и
сечений поясов.
4. Седловидные мембраны
Третьей формой мембранных покрытий являются седловидные по-
крытия в виде гипаров. Поверхность гиперболического параболоида
имеет отрицательную гауссову кривизну, эти покрытия мало деформа-
тивны при действии неравновесных нагрузок и не нуждаются в специ-
альной стабилизирующей конструкции.
Поверхность гипара (рис. 14.13) описывается уравнением
Z = /h — -ZcH , 04.9)
\ a J \ о у
где fH и fс — стрелы провеса главной несущей (направляющей) и главной стабилизиру-
ющей (образующей) параболы, образуемых сечением поверхности плоскостями ZOX
и ZOY; а и b — полуоси покрытия.
Поверхность гипара есть поверхность переноса, т. е. она может быть
образована скольжением образующей параболы по направляющей па-
раболе, причем обе эти параболы должны быть разных направлений —
выпуклой и вогнутой. Известно, что парабола есть форма провисания
гибкой нити, на которую действует равномерно распределенная нагруз-
ка. Поверхность гипара как бы состоит из отдельных одинаковых (имею-
щих равные отношения f/Z2) параболических полосок, параллельных
главным осям поверхности, и равномерно распределенная по поверхно-
сти нагрузка, параллельная оси OZ, будет действовать на эти полоски
как на отдельные нити, вызывая в них одинаковые усилия. Таким об-
разом, мембрана в форме гипара является системой, для которой равно-
мерно распределенная нагрузка будет равновесной и в которой от этой
нагрузки будут равные усилия в каждом из направлений, параллельных
главным осям поверхности. Это свойство поверхности гипара чрезвычай-
но удобно для металлических мембран, так как позволяет принимать
одинаковую толщину мембраны по всему покрытию без излишних запа-
сов прочности.
Но гипар — поверхность двоякой кривизны, и при действии на такую
мембрану вертикальной нагрузки в ней появляются в одном направле-
нии усилия растяжения, а в перпендикулярном направлении одновремен-
но появляются усилия сжатия. Эти усилия сжатия, казалось бы, должны
212
Рис. 14.13.
Гиперболи-
ческий па-
раболоид
1 — главная
несущая (на-
правляющая)
парабола; 2—
главная ста-
билизирую-
щая (образу-
ющая) пара-
бола
были вызвать потерю местной устой-
чивости тонкого листа мембраны. Од-
нако, как показывают эксперименты,
благодаря тому, что наряду со сжати-
ем в ортогональном направлении лист
растянут, а также благодаря наличию
поперечной распределенной по поверх-
ности нагрузки местная потеря устой-
чивости листа на подавляющей части
поверхности не проявляется. Мелкое
гофрирование в ряде случаев наблю-
дается только в угловых зонах, что
практически не оказывает влияния на
работу конструкции в целом [19].
При компоновке покрытия стрелку
провеса несущего направления поверх-
ности назначают fH/2a« 1/15...1/20,
стрела провеса выпуклого направле-
ния поверхности для работы мембраны
не имеет существенного значения и вы-
бирается в соответствии с заданными
размерами покрытия. Весьма важную
роль при компоновке покрытия игра-
Рис. 14.14. Велотрек в Крылатском
(Москва)
1 — железобетонные опоры; 2 — направля-
ющие швеллеры; 3 — направляющие поло-
сы 6=6 мм; 4 — металлические арки; 5—
мембрана 6=»4 мм
ет опорная конструкция, так как для
правильной работы гипара опорная
конструкция должна вписываться в
поверхность. В настоящее время в ка-
честве опорной конструкции применя-
ют пространственные кольца (круглые
или эллиптические в плане) или наклонные арки параболического очер-
тания. К преимуществу замкнутых колец относится локализация воспри-
ятия горизонтальных составляющих цепных усилий мембраны в плоско-
сти покрытия; недостаток — сложность устройства пространственного
кольца. К преимуществам наклонных арок можно отнести простоту
устройства плоских арок, а к недостаткам — необходимость восприятия
их распора. Это приводит к необходимости устройства значительных
фундаментов под арками или устройства затяжек, соединяющих опоры
213
арок между собой. Кольца и арки, работающие на сжатие с изгибом,
целесообразно устраивать из железобетона, прямоугольного сечения;
иногда, при наличии особых условий их делают сварными цельнометал-
лическими коробчатого сечения. Гипарами выполнено покрытие вело-
трека в Крылатском (рис. 14.14) и [9]. Покрытие из двух сочлененных
седловидных оболочек имеет в плане форму, близкую к эллипсу с раз-
мерами в осях 168X138 м. Пролетная конструкция представляет собой
стальную мембрану из стали 10Г2С1 толщиной 4 мм, уложенную на на-
правляющие из стальных полос шириной 750 мм и толщиной 6 мм, под-
вешенных к аркам через 6,3 м. Полосы связаны между собой гнутыми
швеллерными прогонами, расположенными через 3 м один от другого.
Регулированием длины прогонов с помощью специальных натяжных
устройств во время монтажа сетки из направляющих была получена не-
обходимая форма и небольшое предварительное натяжение, придавшее
ей некоторую жесткость для более удобного монтажа раскатываемых из
рулонов полос мембраны. Цепные усилия от мембраны воспринимаются
наклонными плоскими бесшарнирными арками параболического очерта-
ния. Поверхность мембраны образована скольжением провисающей по
форме квадратной параболы нити с отношением /2//=1037 м (что соот-
ветствует /7/«1/16) по контурным аркам и близка по форме к гипербо-
лическому параболоиду. Опоры контурных арок жестко защемлены в
массивных железобетонных пилонах. Опоры арок каждой оболочки со-
единены затяжкой. Внутренние арки не имеют промежуточных опор и
соединены между собой фермами. Верхние пояса ферм снабжены систе-
мой горизонтальных связей. Каждая из наружных арок опирается на
десять промежуточных опор.
Покрытие монтировали последовательно, начиная с арок, затем —
навески и выверки натяжением сетки из направляющих с последующей
укладкой на нее и приваркой полос мембраны.
Размеры направляющих определялись их работой во время монтажа
как гибкой нити на нагрузки от собственного веса, веса полосы мембра-
ны и веса монтажников с инструментами для сварки мембраны. При
этом учитывалось, что во время монтажа может быть использована лишь
часть расчетного сопротивления материала полосы, так как в дальней-
шем полоса будет работать в составе сечения мембраны. Исходя из этого
целесообразно для полос принимать материал большей прочности, чем
материал самой мембраны. Подобные мембраны рассчитывают по упру-
гой стадии работы материала в несколько этапов. Вначале производят
приближенный расчет мембраны по схеме сетки на действие постоянной
нагрузки и полного равномерного загружения покрытия временными на-
грузками для первоначального определения сечений мембраны и под-
держивающих ее арок.
Схема расчетной сетки не учитывает пространственной работы мем-
браны и заключается в том, что мембрана как бы представляет собой
совокупность отдельных провисающих параллельных полос, не связан-
ных друг с другом и работающих под действием нагрузки как гибкие
нити. Расчет этих полос можно вести по формулам (13.20а), (13.21) и
(13.26). Эта схема расчета не учитывает работу на сжатие (вследствие
потери местной устойчивости) тонкой мембраны в направлении ее вы-
пуклости, что приближенно соответствует действительной работе мем-
браны, но она также не учитывает и сдвиговых напряжений в мембране.
Сдвиговые напряжения существенно влияют на работу мембраны в ее
приконтурных зонах и их учет особенно полезен для расчета арок, в ко-
торых они уменьшают изгибающие моменты при действии на покрытие
неравномерных нагрузок.
214
Усилия в опорных арках или кольце в приближенном расчете опре-
деляют обычными методами строительной механики на действие усилий,
возникающих в мембране. Для выявления максимальных осевых усилий
в арках и кольце обычно служит расчет покрытия на полное загружение
его постоянными и временными нагрузками, а для выявления макси-
мальных моментов — загружение всего покрытия постоянной нагрузкой
и половины покрытия временной нагрузкой. По полученным усилиям
подбирается сечение арок и кольца.
В уточняющих расчетах, выполняемых на ЭВМ, мембрана может
быть заменена пространственной, шарнирно-стержневой системой, рабо-
тающей совместно с опорными арками. Такой расчет, проводимый на
действие постоянной и нескольких вариантов временной нагрузки, поз-
воляет учесть сдвиговые усилия в мембране, геометрическую нелиней-
ность ее работы, восприятие мембраной усилий сжатия и получить про-
гибы мембраны.
Расчетное исследование для покрытия велотрека показало, что мак-
симальные прогибы, полученные при расчете, по схеме сетки в 1,35 раза
больше, чем по мембранной; напряжения по оси симметрии мембраны,
полученные по схеме сетки и мембранной схеме, отличаются незначи-
тельно, но по мере удаления от средней части мембраны эта разница
возрастает и становится весьма существенной в приконтурных зонах;
что восприятие мембраной сдвига и сжатия способствует уменьшению в
опорных арках не только изгибающих моментов, но и нормальной силы.
5. Шатровые мембраны
Четвертой формой мембранных покрытий являются шатровые, круг-
лые в плане. Поверхность шатрового покрытия обычно образуется вра-
щением меридиональной параболы по уравнению (13.11) вокруг верти-
кальной оси.
При компоновке покрытия возможны два варианта решения.
1. При желании иметь наружный водосток (см. рис. 14.15, а) пара-
метры покрытия должны удовлетворять уравнению (14.1) и подбирают-
ся таким образом, чтобы периметральная часть мембраны имела уклон
наружу. Получившаяся поверхность будет иметь отрицательную гаус-
сову кривизну и будет внутренне стабилизирована. При этом все вер-
тикальные нагрузки на покрытие будут передаваться на среднюю опору,
увеличится высота помещения под средней частью покрытия, а чтобы
высоту средней опоры не увеличивать чрезмерно, уменьшают стрелу
провеса меридиана мембраны, что ведет к увеличению усилий в ней.
2. При устройстве водостоков из провисающей части мембраны
(рис. 14.15,6) можно снизить высоту средней опоры и увеличить стрелу
провеса меридиана мембраны. Оба эти мероприятия уменьшат усилия
в средней опоре и в самой мембране, а также несколько нагрузят ко-
лонны, расположенные по периметру покрытия, но одновременно услож-
нят устройство водоотвода.
В этом случае поверхность покрытия будет иметь в средней части
отрицательную, а в периметральной положительную гауссову кривизну,
что может потребовать специальных устройств по стабилизации по-
крытия.
Выбор того или иного варианта компоновки зависит от конкретных
условий объекта, но для больших покрытий, расположенных в районах
с большой снеговой нагрузкой, второй вариант предпочтительнее. Учи-
тывая высказанные выше соображения, стрелу провеса меридиана мем-
браны можно рекомендовать для варианта 1 в 1/2о—V25 половины диа-
Рис. 14.15. Гараж в Усть-Илимске
1— центральная железобетонная опора покрытия; 2—металлическое опорное кольцо; 3—наруж*
ное железобетонное опорное кольцо; 4 — радиальные и кольцевые направляющие элементы; 5—ме-
таллическая мембрана
метра покрытия, а для варианта 2 в Vis—V20 половины диаметра по-
крытия.
Устройство покрытия начинается с устройства средней опоры, кото-
рая обычно представляет собой либо толстостенную железобетонную
трубу большого диаметра, либо куст железобетонных стоек, связанных
между собой обвязками. На верхнюю обвязку железобетонной опоры
укладывается металлическое кольцо, к которому будет прикреплена
мембрана. Это кольцо, обычно двутаврового или коробчатого сечения,
работает на растяжение и на изгиб в горизонтальной плоскости от не-
равномерных загружений мембраны временной нагрузкой. Желая
уменьшить неравномерность работы мембраны от действия неравномер-
ных нагрузок, кольцо иногда ставят на скользящие опоры, которые поз-
воляют ему перемещаться относительно центра железобетонной опоры
и тем самым несколько выравнивать работу мембраны, а> также умень-
шать изгибающие моменты в самом кольце. Работа кольца локализует
восприятие горизонтальных составляющих усилий в мембране плоско-
стью самого кольца. Помимо этого кольцо воспринимает и вертикаль-
ные составляющие усилий в мембране и передает их на железобетонную
216
опору. Размеры кольца, воспринимающего почти всю (или всю при ком-
поновке по 1 варианту) нагрузку на покрытие, не могут быть малень-
кими, и его диаметр принимается в ’/15—V20 диаметра покрытия.
Наружное железобетонное кольцо покоится на колоннах и работает
главным образом на сжатие от цепных усилий в мембране. При ком-
поновке покрытия по варианту 1 эти усилия горизонтальны, при ком-
поновке по варианту 2 усилия наклонны с небольшой вертикальной со-
ставляющей. На эти усилия и работает наружное кольцо.
После устройства опорных колец идет навеска радиальных и коль-
цевых направляющих элементов мембраны. Радиальные элементы для
удобства монтажа должны обладать известной вертикальной жесткостью
и быть изогнуты по кривой меридиана оболочки. Сечение их принимают
в виде тавра или двутавра с широкой верхней полкой, на которой бу-
дут стыковаться лепестки мембраны. Расстояние по периметру между
радиальными элементами определяется шириной лепестка мембраны и
доходит до 12 м.
Кольцевые направляющие элементы обычно делаются из швеллеров,
расположенных стенкой вдоль поверхности мембраны для удобства
укладки на них лепестков мембраны.
После образования сетки из направляющих е'е поверхность выверяет-
ся и начинается раскатывание по ней лепестков мембраны из рулонов с
последующим их закреплением сваркой или высокопрочными болтами.
При устройстве мембраны могут возникнуть неудобства из-за разной
толщины мембраны по длине лепестка (вдоль меридиана). В этом слу-
чае каждый сектор мембраны приходится делать по длине из несколь-
ких рулонов с различной толщиной мембраны, а у среднего опорного
кольца даже может получиться толщина мембраны, превышающая воз-
можности ее рулонирования. Это повлияет на размеры среднего кольца
и заставит не делать его слишком маленьким, что неудобно для внут-
реннего помещения.
Шатровой мембраной покрыта закрытая автостоянка в Усть-Илим-
ске (рис. 14.15,в). Круглое в плане здание диаметром 206 м перекрыто
висячей мембраной шатрового типа из листовой стали класса С46/33.
Толщина мембраны на большей части покрытия (около 90% площади)
6 мм, в средней части толщина увеличивается и в месте примыкания
мембраны к среднему опорному кольцу доходит до 25 мм. Мембрана
усилена системой радиальных и кольцевых ребер. Радиальные ребра
расположены с шагом 12 м по наружному кольцу и выполнены из эле-
ментов таврового сечения, к которым снизу прикреплены напрягающие
тросы. Кольцевые ребра из гнутого швеллерного профиля установлены
с шагом 5 м. Смонтированная радиально-кольцевая сетка предваритель-
но напрягалась для обеспечения жесткости системы на монтаже, и по
ней раскатывали свернутые в рулоны трапециевидные стальные свар-
ные полотнища, соединенные сваркой. Сварные швы расположены на
радиальных ребрах — направляющих.
Исходная геометрия мембраны принималась по кривым провисания
радиальных направляющих элементов под действием их собственного
веса и веса лепестка мембраны, опирающегося на этот радиальный эле-
мент, действующих до объединения отдельных секторов в сплошную
мембрану.
Внутреннее растянутое металическое опорное кольцо диаметром 18 м
сварное, двутаврового профиля. Все вертикальные нагрузки на покрытие
передаются через это кольцо на центральную опору, состоящую из 12
железобетонных стоек, объединенных ригелями на двух уровнях. Ме-
таллическое кольцо установлено на центральную опору через проклад-
14-59
217
ку из низкофрикционного материала нафтлен, что обеспечивает его сво,
бодное горизонтальное перемещение при односторонних нагрузках.
Наружное железобетонное кольцо диаметром 209 м, шириной 10 м
и высотой 0,4 м опирается на П-образные железобетонные рамы. Сбор-
но-монолитный опорный контур совмещен с покрытием кольцевой тех-
нологической пристройки.
Шатровые мембраны также рассчитывают по упругой стадии работы
материала и в несколько этапов.
Первоначальный приближенный расчет шатровой мембраны на дей-
ствие равномерно распределенной по горизонтальной проекции покры-
тия нагрузки можно вести по безмоментной линейной теории оболочек.
Поверхность мембраны
г = (х2 + /)1/2 (tg р + [1 - (—Г] [ 1 - (14.10)
I За [ \ а ] J \ а / J J
Рис. 14.16. Расчетная схема шатровой оболочки
218
образуется вращением параболы, имеющей уравнение (13.11) вокруг
оси OZ (рис. 14.16). Угол <р касательной к меридиану поверхности с го-
ризонтом, а также между главной нормалью к поверхности и осью OZ
п , 8f Г ( х \И
tg ф = z = tgp + —— 1—3 — ;
За [ \ а / .
tgT 1
sin ф =------- - ; cos ф =--- 11
V1 + tg? ф V14- tg? ф
Радиус кривизны меридиана
== [1 + (г')2]3/2 _
1
1 + (z')g
г"
« 16/
где z —— — х (знак — показывает, что кривая выпуклая в принятой системе коор-
динат).
Сопряженный с ним радиус кольцевых сечений поверхности
/?2 — x/sin ф.
Граница раздела оболочки на две части: внутреннюю, передающую
.свою нагрузку на центральную опору, и наружную периметральную, пе-
редающую свою нагрузку на нижнее кольцо и колонны, расположенные
по периметру покрытия, — может быть определена из условия
„ , 8/ Г
tg? v
За
87 г / х \2]
tg ф = tg р + —— 1 — 3 —
За \ а )
= 0.
Из этого уравнения получаем
а
2
4 atgp
3 + 2/
Дальше рассматриваем отдельно внутреннюю и наружную части мем-
браны.
Внутренняя часть мембраны при хвО имеет отрицательную гауссо-
ву кривизну. Нагрузка с площади ссц (см. рис. 14.16) передается на цент-
ральную опору с помощью меридиональных усилий
2лхв sin ф = GB = qn [г2 — xty,
откуда получаем
Ni =
2хв sin ф
(14.11)
Воспользовавшись уравнением Лапласа (14.4), определяем кольцевые
усилия в мембране
/ лд \
#2=(р— (14.12)
\ Ki J
где составляющая нагрузка, действующая нормально к поверхности,
р = 7 cos ф.
Наружная часть мембраны при имеет положительную гауссо-
ву кривизну и более деформативна, чем верхняя. Теперь нагрузка с пло-
щади (02 (см. рис. 14.16) передается уже на наружное кольцо с помощью
меридиональных усилий
2л*н sin ф = GH = qn (x2 — г2),
14*
219
откуда
2хн sin <p
(14.13)
Значения нормальной составляющей нагрузки р и кольцевых усилий Л/2
можно определять по формулам для внутренней части мембраны.
Применение методики расчета покажем на примере.
Пример. Определить усилия в металлической шатровой мембране, показанной на
рис. 14.16, имеющей уравнение поверхности (14.10) и следующие параметры: радиус
а=100 м; /г=22 м; /=4 м, верхнее опорное кольцо диаметром 18 м. Расчетная нагрузка
интенсивностью ^=3,2 кН/м2 равномерно распределена по горизонтальной проекции по-
верхности покрытия.
По формуле (14.1) проверяем возможность устройства наружного водостока h/l=
=22/100=0,22> (16/3) (f/l) = 16/3x4/100=0,213, условие выполняется. Определяем уси-
лия в оболочке у верхнего опорного кольца при х=9 м
г' = 1§ф = 0,324075; sin ф = 0,308290;
cos ф = 0,951293; г" = 0,000576; = 2016,672 м;
#2= 29,193 м; р = 3,044 кН/м?,
по формуле (14.11) меридиональное усилие #1=5719,866 кН/м’, по формуле (14.12)
кольцевое усилие #2=6,064 кН/м. Ищем усилия в середине оболочки при х=50 м
tg ф = 0,246666; sin ф = 0,239488; cos ф = 0,970899;
г" = 0,003200; #£ = 341,45 м; #2 = 208,778 м;
р = 3,104 кН/м2; Nf = 1002,138 кН/м; #2 = 35,294 кН/м.
Ищем усилия у наружного края оболочки при х=90 м
tg Ф = 0,067467; sin ф = 0,067314; cos ф = 0,997732;
г" =— 0,005760; = 174,798 м; #2 = 1337,017 м;
р = 3,2 кН/м? ; #i = 501,794 кН/м; #2 = 440,269 кН/м.
Рассмотрение результатов расчета показывает, что усилия очень неравномерно рас-
пределены по поверхности мембраны и это заставляет делать ее различной толщины в
разных частях, что неудобно в производстве, а верхнюю часть мембраны из-за больших
толщин нельзя и рулонировать. Для того же покрытия увеличиваем стрелу провеса
мембраны, принимая ее /=6 м и делаем внутренний водосток в нижней части мембра-
ны, расположенный на расстоянии г от центра покрытия. Величину г определяем по
формуле с. 219.
ат/ 4 a tg 6
г = —1/------р 88,975 м
2 V 3 /
Определяем усилия во внутренней части мембраны у внутреннего опорного кольца
при х=9 м
tgф = 0,380; sin ф = 0,355; cos ф = 0,935; г" = 0,000864;
#1= 1416,945 м; #2= 25,336 м; р= 2,991 кН/м2.
МеридиональнЪе усилие по формуле (14.11) #1=3921,555 кН/м. Кольцевое усилие
по формуле (14.12) #2=5,667 кН/м.
Определяем усилия в наружной части мембраны при х=95 м
tgф=— 0,0532; sin ф=—0,053125; cos ф = 0,998;
г" = 0,009120; #£= 110,114 м; #2 =— 1788,235 м;
р = 3,195 кН/м2.
Меридиональное усилие определяем по формуле (14.13), #1=351,372 кН/м. Кольцевое
усилие определяем по формуле (14.12), #2= 16,123 кН/м.
Сравнение приведенных расчетов показывает, что в покрытии с внутренним водо-
стоком усилия в мембране распределены более равномерно.
По полученным усилиям подбирают сечения мембраны и ее колец и производят
уточняющий расчет на действие постоянной и нескольких вариантов временной на-
грузки с учетом геометрической нелинейности работы мембраны. Уточняющий расчет
можно выполнять численными методами на ЭВМ, аппроксимируя мембрану простран-
ственной шарнирно-стержневой системой.
220
Рис. 14.17 Конструкция примыкания мембраны
к кольцу или арке (а, б) и мембраны к сред-
нему кольцу (в)
1 — мембрана; 2 — направляющая полоса
6. Конструктивные решения
В металлических мембранах наи-
больший интерес представляют конст-
руктивные решения узлов примыкания
мембраны к опорным конструкциям.
Один из вариантов примыкания мем-
браны к опорной арке показан на рис.
14.17. Другие конструктивные решения
см. в [16] — [18].
ГЛАВА 15. ПОКРЫТИЯ РАСТЯНУТЫМИ
ИЗГИБНО-ЖЕСТКИМИ ЭЛЕМЕНТАМИ
Растянутыми изгибно-жесткими элементами будем называть прямо-
линейные или провисающие элементы, закрепленные по краям ют пере-
мещений и способные воспринимать растягивающие усилия и изгибаю-
щие моменты. Они подобны опрокинутым аркам, но работают на рас-
тяжение с изгибом. Изгибно-жесткие элементы выполняются в виде
изогнутых ферм или двутавров — сварных или прокатных из малоуг-
леродистой или низколегированной стали.
Покрытие обычно состоит из системы параллельно или радиально
221
(при круглом плане покрытия) расположенных элементов, на которые
укладывается легкий щитовой настил (чаще всего профилированный
стальной), не включаемый в работу основной несущей конструкции.
К преимуществам подобных покрытий следует отнести: а) простоту
конструктивной формы и индустриальность изготовления основных не-
сущих элементов; б) применение обычных конструктивных (недефицит-
ных) сталей; в) отсутствие осложняющего строительство процесса пред-
варительного напряжения; г) возможность получения необходимой
жесткости покрытия при малой постоянной и большой временной на-
грузке.
Однако эти покрытия имеют и недостатки: а) они более металлоемки,
чем мембраны, так как не используют настил в работе основной несу-
щей конструкции, и более металлоемки, чем тросовые системы, так как
выполняются из материалов значительно менее прочных (но и менее до-
рогих), чем стальные канаты и тросы; б) они не используют простран-
ственность работы покрытия (как мембраны), так как являются систе-
мами дискретными, и слабо помогают в работе опорной конструкции при
неравновесных нагружениях, особенно в круглых покрытиях.
Их применение наиболее целесообразно для покрытий, имеющих ма-
лую постоянную и большую временную нагрузку, а также в случае по-
вышенных требований к жесткости покрытия.
§ 1. ПРИМЕРЫ ПОКРЫТИЙ
В качестве примера покрытия растянутыми изгибно-жесткими эле-
ментами можно привести покрытие Дворца спорта в Вильнюсе
[9] (рис. 15.1).
В этом покрытии изгибно-жесткие элементы расположены параллель-
но, друг другу с шагом в 3 м и шарнирно закреплены по концам в желе-
зобетонной конструкции трибун с одной стороны и в железобетонной
конструкции пристройки с другой; по ним уложено легкое щитовое по-
крытие.
Сами элементы состоят из изогнутых ферм высотой 2,3 м, пояса ко-
торых выполнены из уголков, а решетка — из труб. К .нижнему поясу
ферм дополнительно присоединен трос диаметром 63 мм, который был
использован при монтаже ферм и в последующем принимает участие в
работе готового изгибно-жесткого растянутого элемента. Монтаж покры-
тия осуществлялся навеской тросов на железобетонные опорные конст-
рукции, укладкой на два смежных троса блоков из кусков двух спарен-
ных ферм размером 9X3 м, укладкой настила на верхние пояса ферм
и последовательным скреплением поясов ферм двух соседних блоков в
единую провисающую ферму и скреплением ее с тросом. Принятый мег
тод обеспечивал монтаж покрытия без подмостей, легкое выполнение
геометрии покрытия с провисанием ферм по квадратной параболе (яв-
ляющейся веревочной кривой провеса от постоянной нагрузки), восприя-
тие всей постоянной нагрузки только тросом, работающим на растяже-
ние и работу фермы только на временные нагрузки, главным образом
неравновесные. Такое распределение работы изгибно-жесткого элемен-
та — высокопрочного троса на постоянную нагрузку и фермы с тросом
на временную неравновесную нагрузку, для придания необходимой
жесткости покрытию, весьма целесообразно и должно обеспечить наи-
меньший расход металла на покрытие растянутыми изгибно-жесткими
элементами.
Вертикальные и горизонтальные связи в покрытии связывают между
собой середины ферм и препятствуют клавишному эффекту — резкому
222
Рис. 15.2. Олимпийский плавательный бассейн на проспекте Мира (Москва)
/—Щиты настила; 2 —опорные железобетонные арки 2X3,3 м; 3— висячие фермы; 4 — железобе-
тонные опоры арок
прогибу и горизонтальному смещению сечения одиночной фермы, нагру-
женной местной нагрузкой. Эти связи придают некоторую пространст-
венную жесткость всему покрытию при действии неравномерных нагру-
зок, что благоприятно влияет на работу всего покрытия.
Покрытие Олимпийского плавательного бассейна в Москве осущест-
влено из изгибно-жестких элементов (рис. 15.2) и [9]. Овальное в
плане здание размером 126X104 м перекрыто изогнутыми по квадрат-
ной параболе фермами, расположенными параллельно с шагом 4,5 м и
шарнирно закрепленными в наклонных железобетонных арках, выпол-
ненных в металлической опалубке. По фермам уложены щиты профи-
223
Рис. 15.3. Плавательный бассейн в Харькове
1 — продольные ребра; 2 — поперечные ребра;
(гнутые профили); 3— мембрана, о=1,б мм
лировайного стального настила с
утеплителем и гидроизоляцией.
Сами фермы имеют стрелу про-
веса / = '/б пролета, высоту сече-
ния 2,5 м, верхний и нижний поя-
са из швеллеров из стали 10Г2С1,
а решетка из уголков из стали
СтЗ. Покрытие имеет систему го-
ризонтальных и вертикальных
связей, которые препятствуют
свободному горизонтальному и
вертикальному смещению нерав-
новесно загруженной фермы и
тем уменьшают кинематические
перемещения ее — придают неко-
торую пространственность работе
покрытия и перераспределяют не-
равномерную снеговую нагрузку
между фермами.
Во время монтажа ферм узлы
нижнего пояса были не замкнуты
и верхний пояс, работая как гиб-
кая нить, провиснув по квадрат-
ной параболе, воспринял всю по-
стоянную нагрузку. Только после нагружения ферм всей постоянной на-
грузкой были замкнуты их нижние пояса и фермы стали работать как
изгибно-жесткие элементы.
Этот метод монтажа был обоснован тем, что загружение покрытия
постоянной нагрузкой вызывает значительные горизонтальные дефор-
мации опорных арок, т. е. сближение опор изгибно-жестких элементов.
Это, в свою очередь, вызвало бы значительные изгибающие моменты в
фермах от постоянной нагрузки, что нежелательно.
Покрытие плавательного бассейна в Харькове (рис. 15.3) [20] раз-
мером 30X63 м осуществлено из трехшарнирных спаренных, изогнутых,
сварных двутавров высотой 700 мм из стали 14Г2, расположенных па-
раллельно с шагом 6 м и шарнирно прикрепленных к наклонным пило-
нам. По этим изгибно-жестким элементам в направлении короткой сто-
роны покрытия уложены прогоны из тонкостенных гнутых прогонов с
шагом 3 м, а по прогонам уложена мембрана из алюминиевого сплава
АМг-2п толщиной 6 = 1,5 мм. Вследствие малой толщины и малого мо-
дуля упругости алюминиевой мембраны главную несущую и стабилизи-
рующую роль выполняют гнутые стальные двутавры.
§ 2. компоновка покрытии
Рассмотрение приведенных примеров показывает, что компоновка
покрытий растянутыми изгибно-жесткими элементами заключается в
равномерном параллельном или радиальном (при круглом плане покры-
тия) их размещении по покрытию на расстоянии в 3—4,5 м один от дру-
гого в зависимости от несущей способности настила. Элементы покры-
тия целесообразно связать одной или несколькими системами горизон-
тальных и вертикальных связей, что придает покрытию некоторую
пространственную жесткость.
Элементы должны иметь двух- или трехшарнирную схему, кривую
провеса — по веревочной кривой от постоянной нагрузки [см. формулы
224
(13.9) —(13.11)] и стрелу провеса Ve—Vis пролета. Трехшарнирная схе-
ма делает его нечувствительным к деформациям опор. Сечение элемента
может быть сквозным в виде фермы высотой около 4/зв—V45 ее пролета
или сплошным в виде гнутого двутавра высотой около V40—Vso пролета.
Высота сечения зависит от соотношения постоянной и временной на-
грузки и требований к жесткости покрытия.
При выборе элемента сквозного сечения весьма целесообразно при-
нять конструктивное решение и метод монтажа, позволяющий передать
всю постоянную нагрузку на один из поясов фермы (с тросом или без
него), работающий в это время как гибкая нить на чистое растяжение
с последующим превращением фермы в изгибно-жесткий растянутый
элемент путем замыкания узлов.
§ 3. РАБОТА РАСТЯНУТЫХ ИЗГИБНО-
ЖЕСТКИХ ЭЛЕМЕНТОВ
По статической схеме элементы покрытия являются изгибно-жестки-
ми нитями и их работа может проходить в двух вариантах.
1. Первоначально прямолинейная нить устанавливается на место
своей будущей работы и при этом прогибается от действия собственного
веса по соответствующей нагрузке веревочной кривой. Прогибы такой
нити достигают значительных размеров и в это время в нити возникают
изгибающие ее моменты и осевые растягивающие усилия, которые при
дальнейшем приложении нагрузки будут увеличиваться так же, как и
прогибы. Уравнение равновесия такой нити имеет вид
d4 до d? до
EJ~+ = (*•»
где w — прогиб нити.
В таких нитях изгибающие моменты достигают значительных разме-
ров, так как даже постоянная нагрузка вызывает изгиб этих нитей.
Так работают обычно изгибно-жесткие нити в провисающих трубо-
проводах.
2. В висячих покрытиях элементам в процессе изготовления на за-
воде придается изогнутая форма и они устанавливаются на место своей
будущей работы уже в изогнутом состоянии; при этом форма изгиба их
должна соответствовать веревочной кривой от постоянной нагрузки. По-
стоянная нагрузка, приложенная к такой нити, вызывает ее растяжение
и сравнительно небольшой прогиб, определяемый удлинением нити. Этот
прогиб в свою очередь вызывает появление небольших изгибающих
нить моментов. Уравнение равновесия такой нити имеет вид
d4 до d? (до + #п)
---+?(х) = 0, (15.2)
где у0 — ордината начального провеса нити; w — прогиб нити от дополнительной на-
грузки.
Разница в прогибах изгибно-жестких нитей от постоянной нагрузки
в варианте 1 и 2 определяет разницу в их работе и в размерах изгибаю-
щих их моментов.
В висячих покрытиях, в которых в качестве изгибно-жестких нитей
применены висячие фермы, иногда применяют монтажный прием — за-
мыкания узлов фермы после передачи на нее всей постоянной нагрузки.
В этом случае один из поясов фермы, работая как гибкая нить (без мо-
ментов), воспринимает всю постоянную нагрузку, а изгибающие нить
моменты будут появляться только от временной нагрузки после замы-
225
кания всех узлов фермы. Этот прием уменьшения изгибающих нить мо-
ментов при обеспечении ею необходимой стабилизации покрытия явля-
ется оптимальным с точки зрения нити, но он связан с некоторым услож-
нением монтажных работ.
Сопоставление уравнения (15.2) с уравнением (13.7) для гибкой ни-
ти показывает, что они отличаются членом EJ(d*w/dx4), зависящим от
изгибной жесткости и прогиба нити и определяющим размер изгибаю-
щего момента в ней.
Критерием влияния изгибной жесткости на работу нити может слу-
жить параметр и=(112)УгH/EJ. Для нитей, имеющих начальный изгиб
при действии односторонней нагрузки, влиянием изгибной жесткости
для определения распора можно пренебречь при «>12. При равновес-
ных или близких к ним нагружениях эта величина значительно умень-
шается. Как сказано было ранее, прогиб нити состоит из ее упругой
деформации и кинематических перемещений, вызванных действием не-
равновесной нагрузки. Отсюда можно сделать вывод, что равновесные
нагрузки, вызывающие только упругие деформации нити, будут вызы-
вать и малый изгибающий момент в ней и наоборот, неравновесные на-
грузки, вызывающие кинематические перемещения, будут сильно увели-
чивать местные прогибы нити и, следовательно, изгибающие моменты в
ней. Таким образом, для изгибно-жестких нитей, как и для гибких нитей,
тоже очень важно выбирать кривую провеса по веревочной кривой от
действия постоянной нагрузки, так как такой выбор сильно уменьшает
изгибающие моменты в нити и лучше стабилизирует ее.
При действии равномерно распределенной по пролету постоянной и
временной, распределенной на половине пролета нагрузок, обеспечить
допустимый прогиб можно,, если
640Efo I, 4 [®] 8 Р)'
где [а;] —допустимый прогиб.
Для работы изгибно-жестких нитей большое значение имеет подат-
ливость опор. В отличие от гибких нитей, деформация опор под нагруз-
кой существенно меняет напряженное состояние изгибно-жестких нитей,
сильно увеличивая расчетный изгибающий момент в них.
Деформативность опор должна определяться при этом с учетом ра-
боты всего покрытия. Так, для покрытия по рис. 15.2 при проверке его
на загружение половины площади покрытия снегом арка будет иметь
S-образный прогиб и, следовательно, для каждой нити будет свое зна-
чение деформации опор, а следовательно, и своя податливость. В этом
случае податливость опор для каждой нити следует определять, исходя
из деформации арки от воздействия распоров, возникающих в нитях от
единичной нагрузки на покрытие, подобной по распределению расчет-
ной, в предположении неподвижных опор у нитей.
§ 4. РАСЧЕТ ИЗГИБНО-ЖЕСТКИХ НИТЕЙ
Расчеты изгибно-жестких нитей даны в [3], [21], [22], [14] и др.
Удобно их проводить по методике, разработанной А. Л. Телояном*.
Принимая за исходное дифференциальное уравнение равновесия
(15.2) и замечая, что изгибная жесткость мало влияет на характер пере-
* Телоян А. Л., Ведеников Г. С. Нелинейный метод расчета изгибно-жестких вант.—
Строительная механика и расчет сооружений, 1977, № 6.
226
мёщений, он аппроксимирует про-
гиб нити выражением w —
— а(М/Н—у0), где 0<а<1 —
безразмерный коэффициент влия-
ния изгибной жесткости на про-
гиб, и, применяя метод начальных
параметров, приводит уравнения,
позволяющие определять усилия
и деформации нити от произволь-
ной вертикальной нагрузки с уче-
том деформации опор и измене-
ния температуры.
При действии равновесных на-
грузок на нить (рис. 15.4) про-
гиб ее можно определить из ку-
бического уравнения
Рис. 15.4. Расчетная схема изгибно-жесткой
нити
„ / kF
\ 3 mJ
А^3 + Бю3 4- Вш — Г = 01
kF kF
где А =«х —- ; Б = а2 —- fQ;
mJ mJ
/о + «4-|77- + 1); г =
jC J f о / *-•**
(15.3)
fl2» ®3»
^4 — постоянные
cos3 Р
коэффициенты, определяемые по табл, 15.1;
Vf + V2 +
ptl \
H-Hj
— коэффициент, учитывающий деформативность
опор и изменение температуры (знак плюс в знаменателе соответствует смещению опор
внутрь пролета и повышению температуры); Vi и v2 — упругая податливость опоры 1
и опоры 2 от ДЯ=1; ptl— величина температурной деформации нити; /п=1+Ф1/Л-
I
tg2 Р — коэффициент длины нити; Ф1 = J (g^dx— определять по табл. 15.2; Е, F, J —
о
общепринятые характеристики сечения нити
Таблица 15.1. Значения а, для двух типов
покрытий
ai Цилиндрическое Круглое с централь- ной опорой
lilllilii-HliiiiHliiiii
а1 4/15 256/945
а2 4/5 256/315
аз 8/15 512/945
at 1/80 1/168
а& 8/3 128/45
; g и р — начальная и дополнительная на-
грузки; f0 — начальный провес нити в
сечении х—1/2, на которую действует
начальная на грузка g, не вызывающая
изгибающего момента в нити (начальная
нагрузка была приложена к нити, когда
она была еще гибкой); w — прогиб нити
от дополнительной нагрузки в том же
сечении.
При желании определить толь-
ко прогиб или распор нити чле-
ном Aw3 уравнения (15.3) часто
можно пренебречь и тогда реше-
ние оставшегося квадратного
уравнения дает
_в + /в2 + 4БГ
1 (In 41
Получающаяся при этом ошибка
обычно не превышает доли про-
цента.
Для приближенного определе-
ния прогиба можно пренебречь и
227
228
Таблица 15.2, Формулы для определения характеристик D, Dt, Ci, С2; Фь Ф2
Схема нагрузки Характеристики
нагрузок смешанная начальног > очертания
D Ci c2 Z/o Ф1 Фо
... r *—1— 9 см. табл. 13.1 <l1[l+&lT1 + + 40 (НТ V?] + 2 ) ki (1 + ZiYi) 4/оП (1 — П) 31 8^o 15
1 If IIIIIIIIIIIIHIh^ dx(1 + 2z2y + z8y2) Л _i_ raY \ *i(H' 2 ) Ml + Z2?)
0,51 KP 9 ^(14-2г4у + г6у2) «i (1 + Г1У) ki (1 +z4Y)
l q 6
0,5 ife p' ГГШП b । 9 d2(1+z5V2 + 2z4V2) ea (1 — ^Ta) M1 — Z4?2)
l₽ , d3(l + 2z6V1 + z7 yI) o Л ... \ 'V+ 2 ) (1 + z«Yi)
<4 (I 4-2z8y + 2г9у2) h (1 +*8?) 8 -7 M О - n2) 0 256/g 45Z 812Z/g 945
d4 (1 + 2z9 Y2 - 2г8 y2) e4 (1 — г7уа) h (1 — z8Y2) -
Обозначения:
р р р
а = а/1; $ = Ы1; т| = х//; f6 — стрела провеса нити начального очертания при п = 0,5; » = —j ®f= —— ; va= ——; 6f= —~—
g gi g + P 12
(g + p)2l3 x g2/3
2~ 12 * 6s““45~;
64 =
(g + p)2/3 A g8/3 g2/? . (g + g)?/8 2g8/§ 2(g + p)8/?
45 ; °8 80 5 dl 120 ; a= 120 ’ ’ 945 * 4 945
, We 2(g + p)lf<i lGglf6 K(g + p)fa . gZVo . (g + p)Pf9 . 32gPk . 32(g + p)^ .
3 ><.= 3 ••'» = -«- ;ej =-------«----; 4j = —; 6г =----------------- •«i = -sr-t1= — .
>1=12(1-5’); r,-2(35<-25’); rs= (12a- 12<й-25)5’; q = (12a -12a’-5’)5; r,= 15(5-5’)! r,=0,5(6?-5P)l r,=0,5(55’-
20 1
-3gS);r8 =— (3s - 6g? + 4|3)= 5 (g - 2g3 4- g*); ?, = 0s5 (2g* -5g* + 5g8); z3 - 10g* - 14g? 4- 5g®; г4 = — [(g? + 12a?) 16Og?04-lOg0X
o oZ
X (8 + 3g - 6a) (2a - g)8 + lOag (8 + 3g - 6₽) (20 - g)? - 480a₽g? (g? + 4a8) - 80 (g 4- 4a) g? 4- (2a 4- g)3 (4a - 16ag + 31g?) - (2a - g)?]; z8 =
21 1
= 10 (g? 4- 12a®) ₽?g3 4- 6g§ 4- 5 (2a - g)®₽2g? - 10 (g - 4a) ₽g* 4* 5 (20 ~ g)3a2g?j ze = — (7g - 10g? 4- 3g8); z7 = 1575 5g8 (1 - g)8; z8 == — X
lo 10
229
X (49g3 - 42g? 4- 9g’); z0 = -^- (35g® - 54g’ + 2lge>.
квадратным членом уравнения (15.3), и тогда получим линейную фор-
мулу для определения прогиба
о> = Г/В, (15.5)
которая дает возможность легко выявить влияние осадки опор и при
EJ=g=p=O и £ = 1 совпадает с приближенной формулой для опреде-
ления прогиба гибкой нити (13.27а).
Полный распор нити от действия начальной и дополнительной на-
грузки
kEF
Н=аъ—-(2/0 + ^)а>4-Яб, (15.6)
fill*
где а5 — определять по табл. 15.1; На— распор в гибкой нити, имеющей стрелу провеса
/о от начальной нагрузки.
Изгибающий момент в нити можно определить по формуле
Л1 = Л1бал-Я/, (15.7)
где Мбал — балочный момент в рассматриваемом сечении нити от действия начальной
и дополнительной нагрузки; Н — распор в нити, определенный по формуле (15.6); /=
—fa+w — полный провес нити.
При определении изгибающего момента прогиб нити необходимо оп-
ределять с возможно большей точностью по формуле (15.3), так как в
формулах (15.6) и (15.7) величины определяются как небольшая раз-
ность двух больших величин.
Применение этой методики проиллюстрируем на примере.
Пример 15.1. Возьмем нить примера (см. гл. 13). После начального загружения
ее постоянной нагрузкой во время монтажа узлы нижнего пояса этой нити — фермы
закрепили и превратили в изгибно-жесткую нить, которая бдует воспринимать в даль-
нейшем дополнительную — временную, равномерно распределенную по пролету (равно-
весную) нагрузку р=5,4 кН/м.
Теперь начальные параметры изгибно-жесткой нити будут //о=578 кН; прогиб в
сечении x=Z/2 от постоянной нагрузки а>=0,426 м; сближение опор нити от постоянной
нагрузки A=vHo=0,364 м; пролет /=Z0—А= 103,636 м; стрела провеса
f0==7o + ©= 18,426 м; Е=2,Ы08 кН/м2; F = 0,0085 м2;
7=0,0106 м4; v = 0,00063 м/кН; g = 7,875 кН/м;
р = 5,40 кН/м.
Прогиб нити будем искать по уравнению (15.3), для чего предварительно опреде-
ляем коэффициенты уравнения
m=l,16; k = 0,096885; А = 0,017859; Б = 0,987221; В = 13,403836;
Г = 3,498010.
Подставляя коэффициенты в уравнение (15.3), получаем да=0,256138м, или 25,6 см.
По формуле (15.6) определяем распор //=929,86624 кН.
По формуле (15.7) определяем изгибающий момент М=575,9 кН«м.
В результате расчета получили: полный распор в нити //=930 кН; изгибающии мо-
мент м = 576 кН-м; прогиб нити монтажный су=0,426м; тоже, эксплуатационный w =
=0,256 м,
Сближение опор от нагрузки: постоянной Ag=0,364 м; временной ДР = 0,221 м.
При действии неравновесных нагрузок (произвольная вертикальная
нагрузка) определение усилий и прогибов нити осложняется и А. Л. Те-
лоян, пользуясь той же методикой, предлагает определять их из совме-
стного решения двух уравнений
kEF
H = -—a(aSi + S3) + H0- (15.8)
2ml
Н ' S2
230
Где
Si = D/Я? _ 2CilH + Фх; S2 = D^/Я? — 2С2/Я + Фа;
58 = С1/Я-Фх.
Значения
z I
D = f Q*dx; Df—^ /И?dx;
b b
I I
Ci = f qy9 dx; C2 = f мУб dx*
0 0
°i = fW2dx; Ф2-[^о^
b b
определять по табл. 15.2, остальные обозначения приведены ранее.
Совместное решение уравнений (15.8) и (15.9) удобно вести итера-
ционным или графоаналитическим способом, проиллюстрированным на
примере.
Имея значение Н и а, легко получить прогиб нити
. . рИбал (х)
w(x)~a --------— у0(х) ?
п
(15.10)
где Л4бал (х) —балочный момент от полной нагрузки в сечении х; у0(х) —ордината на-
чального провеса нити в сечении х.
Изгибающий нить момент
М (х) = Мбал (х) Й [у0 (х) + w (х)]. (15.11)
Применение данной методики расчета проиллюстрируем на примере.
Пример 15.2. Возьмем нить примера 15.1, нагруженную постоянной нагрузкой g=
=7,875 кН/м безмоментно (как гибкая нить) и нагрузим ее временной нагрузкой р=
= 5,40 кН/м, расположенной на половине пролета, остальные параметры нити берем
из примера 15.1. Прогиб и момент в нити определяем в */4 пролета, где они должны
быть максимальны.
Определяем распор из совместного решения уравнений (15.8) и (15.9).
Предварительно, пользуясь табл. 15.2, определяем характеристики D= 10 653 688,
где 1=0,5; y=p/g=0,685714; Di = 11 384 444 000; С, = 13 509,941; С2=14612351; Ф1 =
= 17,411151; Ф2= 18 831,902.
Задаем величину распора Н=720 кН, определяем коэффициенты Si, S2, S3 и по
формулам (15.9) и (15.8) определяем а и й\ Si=0,434632; S2=202,770; S3= 1,352655;
а=0,131115; й= 132,17+578=710, 17 кН.
Полученное значение распора почти совпадает с заданным и можно считать, что
истинное значение будет И «718 кН.
Заданное для проверочного расчета Я=720 кН было ранее получено графоаналити-
ческим методом (см. рис. 15.5). Первоначально было задано Я=700 кН и в результате
расчета, аналогично вышеприведенному, было получено Я=793 кН — точка 1 на графи-
ке. Затем было задано Н=750 кН и получено Н=
600 кН — точка 2 на графике. Пересечение линии,
проходящей через точки 1 и 2 с биссектрисой угла
между осями координат, дает истинное значение Й,
так как заданное и полученное значение должны
совпадать.
Прогиб нити в сечении х=//4 определяем по
формуле (15.10),
Мбал — у6 (х)1 =0,312584 м,
Нполуч
Рис. 15.5. Графоаналитическое
решение уравнений (15.8) и
(15.9)
w (х) = а
Н
I2
где Мбал = (3g+ 2р) = 11635,65 кН-м;
z/o = 4/0 n (1 -— п) = 13,819 м.
Изгибающий момент определяем по формуле
(15.11)
231
Рис. 15.6. Узлы изгибно-жесткой ванты — фермы, подкрепленной тросом
М (х) — Л4бал (х) — Н [ г/0 (х) -|- w (х)] — 1488,22 кН-м.
Рассмотрение результатов показывает, что прогиб и изгибающий
момент получились больше, чем при загружении всего пролета времен-
ной нагрузкой р. Для некоторых типов загружений можно воспользо-
ваться простым полулинейным методом расчета, разработанным также
А. Л. Телояном*.
§ 5. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ
В конструктивном отношении изгибно-жесткие элементы обычно вы-
полняют в виде гнутых двутавров или в виде изогнутых ферм с тради-
ционными узлами.
Интерес представляют узлы фермы, примененной в Вильнюсе, у ко-
торой нижний пояс подкреплен тросом (рис. 15.6).
Другие решения см. в [7], [8], [9].
ГЛАВА 16. ПОКРЫТИЯ ДВУХПОЯСНЫМИ СИСТЕМАМИ
И ТРОСОВЫМИ ФЕРМАМИ.
ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА СИСТЕМ
Двухпоясными называют несущие системы, состоящие из двух поя-
сов, расположенных друг над другом, связанных между собой парал-
лельно расположенными распорками или растяжками и совместно ра-
ботающих на восприятие внешних нагрузок. Пояса с положительной
кривизной, стрелка провеса которых направлена вниз, являются несу-
щими, а пояса с отрицательной кривизной — стабилизирующими.
Двухпоясные системы — системы мгновенно-жесткие, т. е. они могут
быть предварительно напряжены. Предварительное напряжение систе-
мы создает усилия взаимодействия нитей, которые передаются через
растяжки или распорки, соединяющие пояса системы. Эти силы взаимо-
действия удобно назвать контактной нагрузкой, и она, действуя на не-
сущий пояс подобно постоянной нагрузке, уменьшает' возможность его
кинематических перемещений.
* Ведеников Г. С., Телоян А. Л. Практический метод расчета жестких вант на не-
равновесные нагрузки. — Изв. вузов. Сер. стр-во и архитектура, 1977, № 9,
232
Таким образом, предварительное напряжение двухпоясной системы
стабилизирует ее — уменьшает ее кинематические перемещения, появля-
ющиеся при действии неравновесных нагрузок. Внутренняя стабилиза-
ция системы дает возможность применять в таких покрытиях легкие
кровли, работающие независимо от несущей системы.
Дальнейшим развитием двухпоясных систем является превращение
их в тросовые фермы, где растяжки в каждой панели заменены наклон-
ными гибкими раскосами, пересекающимися с поясами в узлах ферм и
превращающими систему в геометрически неизменяемую (см. § 2 на-
стоящей главы).
В тросовых фермах, как и во всяких других, есть растянутые и сжа-
тые элементы, и для обеспечения работы на сжатие гибких раскосов
они должны быть подвергнуты предварительному растяжению.
Тросовые фермы как системы геометрически неизменяемые более
жестки, чем обычные двухпоясные системы (особенно при действии не-
равновесных нагрузок), а потому их более целесообразно применять
при легких кровлях и больших временных нагрузках.
§ 1. ДВУХПОЯСНЫЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-
НАПРЯЖЕННЫЕ СИСТЕМЫ
1. Примеры покрытий
Покрытие гаража (рис. 16.1) для автобусов в Берлине (ГДР) про-
летом 50 м и длиной около 129 м выполнено двухпоясными системами,
расположенными через 5,4 м, состоящими из верхнего несущего пояса
из трех стержней диаметром 26 мм из высокопрочной стали Ст90/60,
нижнего стабилизирующего пояса из одного стержня диаметром 26 мм
и тросовых растяжек. По верхним поясам уложены легкие кровельные
плиты размером 2,5X5,4 м с утеплителем и гидроизоляцией. Несущие
пояса двухпоясных систем закреплены в наклонных фермах, опираю-
щихся на специальные контрфорсы, расположенные через 21,6 м. Ста*
билизирующие пояса прикреплены к перекрытиям боковых вспомога-
тельных помещений. Стрелки провеса несущих и стабилизирующих поя-
сов имеют одинаковую величину—5 м, что составляет Vio пролета. Не-
достатки этого покрытия — сложность и высокая стоимость опорной кон-
струкции для несущих систем.
На рис. 16.2 показано круглое покрытие аудитории в г. Утике
(США). Помещение аудитории диаметром 75 м перекрыто 72 радиаль-
но расположенными двухпоясными элементами, имеющими верхние ста-
билизирующие и нижние несущие пояса из тросов диаметром соответ-
ственно 41 и 51 мм. По верхним поясам уложены легкие кровельные
металлические плиты с утеплителем и гидроизоляцией. Тросы двухпояс-
ных систем закреплены в двух средних металлических растянутых коль-
цах диаметром 7 м и в наружном сжатом железобетонном кольце тав-
рового сечения 1,5X1,8 м, опирающемся на 24 периметральные колон-
ны. Взаимодействие несущих и стабилизирующих поясов осуществляется
через стальные трубчатые стойки, поставленные через 4 м. Стрелки
несущих тросов приняты в 3 м (!/25 пролета), а стабилизирующих—
2,5 м (Узо пролета)'. Столь малые размеры стрелок провеса поясов вы-
званы стремлением уменьшить длину сжатых.трубчатых распорок меж-
ду поясами. Преимущество покрытия — удачное решение опорной кон-
струкции покрытия, недостаток —большое количество длинных сжатых
стоек.
15-59 233
Рис. 16.2. Ауди-
тория в г. Ути-
ка (США)
/—железобетон-
ная колонна; 2—
опорное железо-
бетонное кольцо;
3 — стальные
кольца; 4 — по-
крытие по пли-
там из волнистой
стали; 5 — пред-
варительно-на-
пряженные сталь-
ные тросы (по
72 шт.); 6 — рас-
порная стойка
Примером может служить и покрытие дворца спорта «Юбилейный»
в Ленинграде (ЛенЗНИИЭП). Дворец (рис. 16.3) и [9] диаметром
93,2 м перекрыт 48 радиально расположенными двухпоясными эле-
ментами, имеющими верхние стабилизирующие и нижние несущие
пояса из тросов диаметром соответственно 42,5 и 65 мм. По верхним
поясам уложены легкие металлические щиты с утеплителем и гидро-
изоляцией. Тросы двухпоясных систем закреплены одним концом в двух
средних металлических растянутых кольцах диаметром 12 м, а другим
наружным концом несущий трос закреплен в колонне, а стабилизирую-
щий в сжатом железобетонном кольце размером 2,8X0,62 м, лежащем
на консоли, выпущенной из колонны. Пояса системы соединены между
собой частично сжатыми трубчатыми стойками, а частично растяжка-
ми, поставленными через 3 м. Распор обоих поясов системы воспри-
нимает железобетонное кольцо, но колонна, к верхнему концу которой
прикреплен несущий пояс, работает при этом на изгиб. Стрелки несу-
щих тросов приняты в 4,5 м (’До пролета), а стабилизирующих—3 м
(Узо пролета).
К преимуществам данного решения покрытия можно отнести нали-
чие лишь одного опорного кольца, при сравнительно небольшой длине
234
Рис. 16.3. Дворец спорта «Юбилейный»
(узлы см. на рис. 16.5)
сжатых стоек-распорок между
поясами, а к недостаткам —
наличие изгибающего колонну
момента.
2. Компоновка и работа несу-
щих систем
Рассмотрение приведенных
примеров показывает, что
двухпоясные системы в прямо-
угольных зданиях располага-
ются параллельно друг другу,
в круглых или овальных — ра-
диально. Сложность несущих
систем делает целесообразным
их расположение на значитель-
ном расстоянии один от друго-
го (в 3—6 м и более), которое
перекрывается щитами кро-
вельного покрытия.
На рассмотренных рисун-
ках показаны три возможные
схемы расположения поясов
системы. Расположение несу-
щего пояса выше стабилизиру-
ющего по рис. 16.1 весьма бла-
гоприятно для соединяющих
пояса элементов — они оказы-
ваются растянутыми и их мож-
но выполнить из тросов или стальных стержней. Но такое расположе-
ние поясов увеличивает строительную высоту покрытия и требует уст-
ройства раздельных опорных конструкций для поясов системы, что ус-
ложняет устройство опор покрытия. Более сложным оказывается и от-
вод воды с покрытия, если кровлю устраивают по несущему поясу.
При расположении поясов по рис. 16.2 устраняется главный недо-
статок предыдущей схемы и устраивается для обоих поясов одна общая
опорная конструкция. Это особенно важно для круглых зДаний, имею-
щих опорную конструкцию в виде железобетонного кольца. Присоеди-
нение обоих поясов к одному кольцу создает более благоприятные ус-
ловия его работы, так как при нагружении покрытия временной нагруз-
кой кольцо испытывает воздействие разности усилий в поясах, которая
меньше их полных усилий. Это особенно ощутимо при действии нерав-
номерных нагрузок на покрытие, вызывающих изгибающие моменты в
кольце. Однако элементы, соединяющие пояса в этой конструкции, сжа-
ты и работают на продольный изгиб. Для покрытий большого пролета
длина стоек увеличивается, их сечение из-за продольного изгиба резко
возрастает и вес стоек начинает составлять значительную часть общего
веса покрытия. Для уменьшения веса стоек желательно иметь малые
стрелки провеса поясов, но это увеличивает усилия в них и теперь уже
связано с перерасходом материала на пояса. При расположении поя-
сов по рис. 16.3, на котором часть соединяющих пояса элементов растя-
нута, а часть сжата, уменьшается строительная высота и длина элемен-
тов, соединяющих пояса (что особенно важно для сжатых распорок).
При этой схеме компоновки допускаются большие стрелки провеса поя-
15*
235
сов и, следовательно, получаются меньшие усилия в них. Однако при
этой схеме необходима раздельная опорная конструкция для поясов.
Следовательно, выбор схемы расположения поясов — задача вари-
антная и ее приходится решать в зависимости от конкретных условий
при вариантном проектировании.
Двухпоясные системы, как было сказано ранее, являются системами
мгновенно-жесткими и могут иметь кинематические перемещения, для
уменьшения которых введены стабилизирующие пояса и всю систему
предварительно напрягают. Предварительное напряжение системы дол-
жно быть минимальным, так как оно увеличивает усилия и, следова-
тельно, сечения поясов. Предварительное напряжение активно действу-
ет, уменьшая кинематические перемещения от действия неравновесных
нагрузок в системах с большими провесами стрелок несущих поясов
(при /н//>1/15) и оказывает слабое влияние на прогибы пологих си-
стем, в которых решающую роль играют упругие деформации поясов.
С увеличением постоянных нагрузок на покрытие эффективность пред-
варительного напряжения уменьшается и при равенстве постоянной и
временной нагрузки часто минимальное предварительное напряжение
обеспечивает допустимый прогиб в правильно подобранных системах.
Выключение стабилизирующего пояса из работы, наблюдающееся
при небольшом предварительном напряжении системы, не меняет плав-
ного характера возрастания деформаций при увеличении нагрузки и,
следовательно, не является обязательным критерием для назначения
размера предварительного напряжения.
Упругая податливость опор поясов увеличивает прогибы системы
при любом характере нагрузки и для обеспечения допустимого прогиба
требует увеличения предварительного напряжения; ее влияние особенно
сильно сказывается в системах с пологими несущими поясами и при ма-
лой постоянной нагрузке.
Таким образом, выбор размера предварительного напряжения явля-
ется многовариантной задачей. Исследованию влияния предварительно-
го напряжения на прогибы тросовых систем посвящена работа В. В. Ма-
шарова*.
Правильность выбора размера предварительного напряжения си-
стемы окончательно устанавливают проверкой прогиба покрытия при
действии равномерных и неравномерных нагрузок на него.
Очертание провеса поясов выбирают в соответствии с характером
внешней нагрузки на них и принимают по веревочной кривой от посто-
янной нагрузки на систему. Так, при параллельном расположении
двухпоясных систем (в прямоугольных зданиях) постоянная нагрузка
на систему обычно бывает равномерной и в этом случае очертание поя-
сов системы надо принимать по уравнению (13.9).
Очертание стабилизирующего пояса должно быть аналогичным очер-
танию несущего пояса (размеры стрелок провеса могут быть различ-
ными) для того, чтобы натяжение стабилизирующего пояса при пред-
варительном напряжении всей системы создавало контактную нагруз-
ку, подобную постоянной нагрузке.
Для покрытий круглого плана очертание поясов надо принимать
по уравнению (13.10) по тем же причинам. Расстояние между стойка-
ми или растяжками, соединяющими пояса системы, сильно зависит от
конструкции кровли и принимается 2,5—4 м и более. Стремление умень-
шить расход металла на сжатые стойки, работающие на продольный
* Машаров В. В., Ведеников Г. С. Влияние величины предварительного напряжения
на прогибы плоской двухпоясной системы висячего покрытия — Изв. вузов, сер. Стр-во
и архитектура, 1974, № 2,
236
изгиб, заставляет ставить их реже, увеличивая шаг. Растяжки, рабо-
тающие на растяжение, имеют меньший удельный вес в расходе метал-
ла на покрытие, а потому их можно ставить чаще. Более частая поста-
новка стоек и растяжек улучшает взаимодействие поясов системы. При
расстояних между стойками, превышающих ширину кровельных щи-
тов, щиты приходится опирать на гибкий пояс системы, который испы-
тывает при этом местную деформацию. В этом случае на участке меж-
ду стойками пояс работает как струна, нагруженная поперечной на-
грузкой — давлением кровельных щитов, что увеличивает усилия в нем.
Распор в таком поясе-нити можно определить по формуле (13.23).
Размеры стрелок провеса поясов в осуществленных и запроектиро-
ванных покрытиях чрезвычайно разнообразны: они колеблются от у25
(и даже !/зо) до ’/ю пролета. Размер стрелок, сильно отражается как
на усилиях в самих поясах, так и на опорной конструкции, и их надо
выбирать на основе сравнения вариантов, помня, что нити с большей
стрелкой провеса целесообразнее при большем соотношении между по-
стоянной и временной нагрузкой, но кинематические перемещения их
возрастают.
Близкой к оптимальной для несущего пояса, по-видимому, будет
стрела провеса ’/а—’/is пролета для систем по рис. 16.1 и 16.3 и около
Уго пролета для системы по рис. 16.2. Эта разница в размере стрелок
провеса объясняется невыгодностью работы длинных стоек. Стрелки
провеса стабилизирующих поясов могут быть несколько больше стре-
лок несущих, так как в этом случае даже при небольшом предваритель-
ном натяжении системы силы взаимодействия поясов лучше сохраняют
свое значение и стабилизирующее влияние на работу системы.
Пояса двухпоясных систем обычно делают из стальных канатов и
тросов.
Площади сечений поясов подбирают по усилиям: в несущем поя-
се—от остаточного предварительнонго напряжения и полной (постоян-
ной и временной) нагрузки на покрытие, в стабилизирующем поясе —
от действия постоянной нагрузки, предварительного напряжения и от-
соса ветра.
Увеличение прочности материала поясов ведет к уменьшению пло-
щадей их сечения и возрастанию упругих деформаций и, следовательно
с точки зрения деформативности системы оно нецелесообразно в систе-
мах с пологими несущими поясами и при податливых опорах.
Соотношение площадей сечения поясов не сильно влияет на прогибы
системы и для предварительных подсчетов можно рекомендовать наз-
начать следующие соотношения:
для легких покрытий, имеющих
» средних > >
» тяжелых » »
Р >gk = « 1-1,2
Гн
pst gk~ 0,6—0,8
p«^s0,3-0,6
Монтаж и предварительное напряжение двухпоясных систем покры-
тий круглых в плане осуществляются различными методами. При мон«
таже покрытия Дворца спорта «Юбилейный» (рис. 16.3) двухпоясные
системы сначала собирались внизу, а затем при помощи специальной
траверсы устанавливались монтажным краном в проектное положение.
По наружному контуру тросы систем крепились к периметральным ко-
лоннам здания и железобетонному кольцу, а в центре — к стальным
кольцам, предварительно установленным на центральной монтажной
башне. После навески всех систем осуществлялось предварительное на-
237
Рис. 16.4. Расчетные схемы двухпояс-
ной системы
а — предварительное напряжение; б — на-
грузка на всем пролете; в — нагрузка на
половине пролета
пряжение их с помощью гидравлических домкратов вытяжкой стабили-
зирующего троса со стороны верхнего центрального кольца.
В прямоугольных в плане покрытиях натяжение системы удобно
вести натяжением стабилизирующего пояса, подобно тому, как это
делается в оттяжках мачт.
3. Основы расчета
Расчет двухпоясных систем обычно начинают с определения уси-
лий в поясах от заданного предварительного напряжения системы. При
натяжении системы (см. рис. 16.4, а) в поясах возникают усилия, на-
ходящиеся в соотношении
fao = н” и
и контактная нагрузка, действующая на пояса
(для плоской системы, в круглом покрытии вместо 8 будет 24).
Расчет систем на внешнюю нагрузку обычно ведут на полное загру-
жение всего покрытия постоянной и временной нагрузкой (рис. 16.4, б)
для выявления максимальных усилий в системе, а также на постоян-
ную нагрузку и частичное загружение покрытия (часто половины про-
лета) (рис. 16.4, в) временной нагрузкой для выявления возможных
прогибов системы и изгибающих моментов в опорных конструкциях
круглых покрытий.
Расчет двухпоясных систем Н. С. Москалев* предложил проводить,
исходя из упругого распределения равновесной нагрузки между пояса-
* Москалев Н. С. Расчет двухпоясных вантовых ферм. — В кн.: Стальные предвари-
тельно напряженные и тросовые конструкции./ЦНИИСК М., 1964.
238
ми с помощью коэффициента пропорциональности а и получил зависи-
мость изменения распоров в поясах
ДЯС =— аДЯн,
где
Умножая а на соотношение стрелок провеса поясов, получим
ДА
/н ml FH fl
— соотношение моментов инерции поясов,
где m—L/l — отношение длины пояса к его пролету; F/2 — условный момент инерции
пойса.
Теперь внешняя нагрузка распределится между поясами
Ре = . " Р, РЯ = Р — Рс (16.2)
1
и контактная нагрузка на пояса от предварительного напряжения
уменьшится до qi = qo~pc и распоры в поясах будут:
гг тг । 44g ал (Рн) /1А
“н— “но । tt I (16.3)
(/но + О')
v rj ^бал (Рс)
/1Л 1л рл \ >
(/со-О’)
и оп । ^бал (Ян)
^но — "н "Г .
/но
(16.4)
где начальный распор в несущем поясе;
ц ггп ^бал (5с)
л = п~ — —----------
со С /со
— начальный распор в стабилизирующем поясе (здесь под словом начальный подразу-
мевается распор в поясах системы, действующий после приложения постоянной и до
приложения временной нагрузки); р и g — временная и постоянная нагрузка; fBo и
feo — начальные стрелки провеса поясов;
рР
w = k-------7-----Г" <1б-5>
— прогиб системы под временной нагрузкой; fe=3/128 — при равномерно распределен-
ной нагрузке; й=5/864 — при симметричной линейно-возрастающей от центра к опорам
нагрузке (для круглых покрытий).
При желании учесть деформативность опор и изменение температу-
ры удобно воспользоваться методом, описанным Б. Г. Бруновым [5],
или методом, разработанным В. Р. Кульбахом*.
Б. Г. Брунов для системы по рис. 16.4, б, используя линейную фор-
му уравнений прогибов гибкой нити (13.26) для несущего и стабилизи-
рующего поясов, составляет систему из двух уравнений, характеризу-
ющих перемещения середин пролетов поясов в вертикальном направ-
лении от временной равномерно распределенной по покрытию нагруз-
ки. Совместное решение этих уравнений дает возможность определить
прогиб системы и усилия в поясах.
* Кульбах В. Р. Вопросы статического расчета висячих систем. Таллинский поли-
технический институт, Таллин, 1970.
239
После несложных преобразований уравнение прогиба (13.26) для
несущего гТояса примет вид:
twC — Cf — С2 (р 4" Qi Q%) = О,
а для стабилизирующего пояса
-иС.З Ci Сд (Qi Qo) — 0.
Совместное решение этих уравнений позволяет определить
стные:
прогиб
неизве-
рС2 С5 Ч~ Cj С5 — С2 Cj
ay =---------------------
СС5 4~ С% С8
и остаточную контактную нагрузку
С3 Ci
Qi = q0 — w— — — s
С6 G6
(16.6)
(16.7)
где
2 —
с - о ео. ₽ + «0;
C1 = ^‘(l'"Sin₽C0S₽ + a"): С’=Дда"’₽ =
сз = 2А?о + /прив5-----—— (»С sin V cos V + ail);
3 со ££с/со cos?y cos4?
6Z f ЛЛ
Ci = —-— (»0 sin у cos у + a//);
cos4 у
£_________________Q/3 ^прив
5 EFC cos§ у
к опорам
a=3/64; 6=3/8 для систем с равномерно распределенной по длине пролета нагруз-
кой (для прямоугольных покрытий);
а=5/432; 6=5/18 — для симметричной, линейно возрастающей от центра
нагрузки (для круглых покрытий);
Qo> g, Р — начальная контактная, постоянная и временная нагрузка;
/црив = I + v£F cos® 0
— приведенные пролеты поясов с учетом упругой • податливости опор [см.
(13.21)]; v и atl — вертикальная осадка опор и температурная деформация
рис. 13.7.
Зная прогиб системы и остаточную контактную нагрузку, легко оп-
ределить распоры в поясах
„ _ ^бал (g 4~ 4~ Р)
ЛН1 — /с I \ •
(/но + »>)
г, Мбал (Qi)
а~
прим, к
нитй, см.
(16.8)
(16.9)
При нагружении полупролета временной равномерно распределен-
ной по покрытию нагрузкой р, как это показано на рис. 16.4, в, нагруз-
ку представляют в виде симметричной интенсивностью р/2 и обратно
симметричной интенсивностью ±р12.
Многими исследователями было показано, что при действии обратно
симметричной нагрузки распоры нити почти не изменяются и середина
ее пролета почти не смещается в вертикальном направлении, в то вре-
мя как другие сечения перемещаются вдоль действия нагрузки — про-
исходят кинематические перемещения.
240
Таким образом, расчет двухпоясной системы на действие равномер-
но распределенной по покрытию нагрузки, загружающей половину про-
лета, можно вести в два этапа: вначале определить прогибы и усилия
в системе от действия на всем пролете симметричной нагрузки половин-
ной интенсивности, а затем определить кинематические перемещения
от обратно симметричной нагрузки, тоже половинной интенсивности.
Сумма перемещений от первой и второй нагрузки даст истинные про-
гибы системы, а усилия в ней определяются расчетом системы на сим-
метричную часть нагрузки и они будут всегда меньше расчетных уси-
лий, полученных от полного загружения системы.
Расчет на действие симметричной части временной нагрузки изло-
жен выше и из него по формуле (16.6) определяют прогиб системы в
середине пролета и по формулам (16.8) и (16.9)—распоры в поясах
системы.
Теперь провес поясов системы в середине пролета
/н£ = /но + оу и /с! —/со- (16.10)
Остаточная контактная нагрузка на левой (загруженной) и правой
(незагруженной временной нагрузкой) части системы:
(/н£ ~Ь /ci) Нн1 Нс! /?(Ян1 + Яс1) ё+нР , (16.11) I+ Hci
„ <*(/Hi + /ci)#Hi#cf ?2прав Й(ЯН1 + ЯС1) , (16.12) На
где d=8 — для систем с равномерно распределенной нагрузкой; d=24— для систем с
линейно возрастающей от центра к опоре нагрузкой (для круглых покрытий).
При начальном провесе поясов по квадратной параболе по формуле
(13.9), что соответствует равномерно распределенной по пролету по-
стоянной нагрузке, начальный провес поясов в четвертях пролета:
з
/попев = /неправ = /но >
/сопев = /соправ = /со»
(16.13)
Определяем провесы системы в четвертях пролета под действием
постоянной и временной (расположенной на половине пролета) на-
грузки
/сглев — /саправ — 32Я (^2лев И" ?2прав)» on £/ (4алев + 2<72прав) • ► (16.14)
С1
(16.15)
Прогибы системы в четвертях пролета:
^лев = /сопев — /сглев»
^прав == /соправ — / сгправ
Если полученный прогиб при неравномерном загружении системы
превышает допустимый, то следует увеличить предварительное напря-
жение или переходить на систему, в которой пояса в середине пролета
соединены между собой.
Как было показано в § 5 гл. 13, при неравномерном загружении ни-
ти ее сечения смещаются не только в вертикальном, но и в горизонталь-
241
ном направлении. В двухпоясной системе при загружении половин#
пролета сечения несущей нити смещаются по горизонтали в сторону
нагруженной половины пролета, а сечения стабилизирующей наобо-
рот — в сторону незагруженной половины пролета. Эти смещения поя-
сов можно получить по формуле (13.30), рассматривая горизонтальные
перемещения каждого пояса раздельно, под действием внешних нагру-
зок и остаточной контактной нагрузки.
Соединение поясов в середине пролета, препятствующее этим пере-
мещениям, делает систему более жесткой на действие односторонних
нагрузок. Расчет такой системы приведен в [5].
Применение методики расчета проиллюстрируем на примере.
Пример. В качестве объекта для расчета возьмем покрытие по рис. 16.1 со следу-
ющими данными: 1—50 м; fnO—fco=5 м; £н^= 15,93 см2 — 0,001593 м2; £с = 5,31 см2 —
0,000531 м2; £=2,1 ХЮ8 кН/м2; р=у=О; и = Г=0; vH = 0,000025 м/кН; vc=0,000015.м/кН;
g=4 кН/м; р=5,4 кН/м; ро=2,5 кН/м.
1. Расчет на действие равномерно распределенной по пролету временной нагруз-
ки р:
а) по методике упругого распределения нагрузки между поясами, без учета подат-
ливости опор — Vh=vc=0, ai = 0,333; по формуле (16.2) рс = 1,350 кН/м, ра—4,050 кН/м;
по формуле (16.5) а> = 0,071 м; по формуле (16.3) //н = 655,831 кН и ЯВО=406,250 кН;
по формуле (16.4) Яс=70,660 кН и Йсо —156,250 кН;
б) по методике Б. Г. Ерунова — В. К. Качурина с учетом податливости опор.
По примечанию к формуле (13.21) определяем приведенные пролеты поясов:
/и.прив=58,363 м, /с.прив=51,673 м.
Определяем коэффициенты уравнения (16.7): С=51,328 м2; Ci=0; Сг=1,022 м4/кН;
Сз=51,358 м2; С4=0; Cs=2,715 м4/кН. Теперь прогиб системы в середине пролета от
временной нагрузки по (16.6) w = 0,078 м; по формуле (16.7) остаточная контактная
нагрузка qi —1,022 кН/м и по формулам (16.8) и (16.9) распоры в поясах /fHi =
=641, 379 кН и Hci = 64,914 кН.
2. Расчет на загружение временной нагрузкой р только левой половины пролета
системы.
Первоначально рассчитываем систему аналогично предыдущему на симметричную
часть нагрузки pi=p/2 = 2,7 кН/м. Все коэффициенты формул (16.6) и (16.7) остаются
неизменными и теперь по (16.6) ш = 0,039 м, а по (16.7) pi = 1,761 кН/м. По (16.8) и
(16.9) находим #н1 = 524,726 кН и HCi = 110,942 кН и по (16.10) /щ = 5,039 м и /С1 =
=4,961 м.
Находим остаточную контактную нагрузку на обеих частях пролета по (16.11) и
(16.12) <72лев=1,29 кН/м и ?2прав=2,232 кН/м. Начальные провесы стабилизирующего
пояса в четвертях пролета по (16.13) fсо лев — /со прав — 3,75 м; провесы стабилизирующего
пояса под действием всех действующих нагрузок по (16.14) f с2 лев — 3,389 M, /с2 прав —
=4,053 м и прогибы системы по (16.15) а>Лев=0,361 м и 1е>Прав=—0,303 м.
Полученный максимальный прогиб составляет I/138Z и система нуждается в увели-
чении жесткости путем увеличения ее предварительного напряжения, либо путем со-
единения поясов. Горизонтальное смещение поясов системы, подсчитанное по формуле
(13.30) получилось 6а=0,085 м и бс=0,058 м.
В круглых покрытиях, где двухпоясные системы в середине покрытия
объединены средним кольцом, при равномерном загружении всего по-
крытия все системы загружены одинаково, симметрично и работают,
как не связанные между собой плоские системы. При осесимметрич-
ном, но неравномерном загружении покрытия (например, загружение
снегом двух противоположных секторов покрытия, вызывающее боль-
шой изгибающий момент в опорном кольце) горизонтального смещения
среднего кольца также не происходит, но системы работают не одина-
ково: часть из них нагружена, а часть не нагружена. В этом случае,
благодаря общему прогибу всех систем в середине покрытия, ненагру-
женные системы часть нагрузки берут на себя и тем облегчают работу
нагруженных систем. При несимметричной нагрузке (например, загру-
жение снегом половины покрытия) средние кольца помимо вертикаль-
ных будут иметь и горизонтальные перемещения в сторону центра тя-
жести нагрузки, все системы взаимодействуют и работа несущих систем
усложняется. Подробно о расчете таких систем см. [14].
242
Рис. 16.5. Узлы двухпоясной системы
А, Б — крепление поясов к колонне; В, Г — крепление поясов к средним кольцам
4. Конструктивные решения
В двухпоясных системах наибольший интерес представляют конст-
руктивные решения узлов примыкания поясов системы к опорной кон-
струкции, к средним кольцам в круглых покрытиях, а также соедине-
ние поясов между собой. Все эти узлы показаны на рис. 16.5 Дворца
спорта «Юбилейный». Другие конструктивные решения см. в [7] — [9].
§ 2. ТРОСОВЫЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННЫЕ ФЕРМЫ
Тросовые фермы для мостов применялись с прошлого столетия, од-
нако современная система тросовых ферм была впервые предложена
инж. Я. А. Осташевским в 1940 г. и в 1953 г. применена инженерами
Г. Д. Поповым и В. М. Вахуркиным для подвесной канатной дороги
пролетом 874 м у Волгограда. С тех пор по этой системе было построе-
но много крупных мостов, газо- и массопроводных переходов.
Тросовые фермы покрытий широко распространены в ряде стран
Западной Европы: весьма похожими на тросовые фермы Волгоград-
ского перехода, но называемыми там по имени шведского инженера
Яверта (который применял такие фермы для покрытий и теоретически
обосновал эти решения) перекрыто несколько зданий различного на-
значения (рис. 16.6).
Из рассмотрения покрытий тросовыми фермами видно, что большин-
ство из них прямоугольные, в которых фермы работают как независи-
мые плоские системы, хотя ничто не препятствует применению этих
ферм в круглых покрытиях. Тросовые фермы наиболее целесообразны
в покрытиях, где возможны большие неравномерные нагрузки, и в мно-
гопролетных покрытиях, так как благодаря геометрической неизменяе-
мости они имеют большую жесткость, чем двухпоясные системы. Фер-
мы в покрытии обычно располагают параллельно на расстояниях 3—
243
Рулонная нроёля
Плитный утеплитель
Рис. 16.6. Тросовая ферма
6 м одна от другой, что определяется несущей способностью настила.
В качестве настила по фермам чаще всего укладывают легкие кровель-
ные щиты с утеплителем и гидроизоляцией. Атмосферную воду с кров-
ли отводят по продольному желобу, расположенному в середине покры-
тия. Продольный уклон желоба создают расположением ферм на раз-
ной высоте по длине здания
При многопролетном решении покрытия промежуточные опоры ферм
целесообразно устраивать в виде балок, ферм или рам, воспринимающих
только вертикальные нагрузки от покрытия.
По внешнему очертанию тросовые фермы сильно отличаются от обык-
новенных ферм из жестких профилей и больше соответствуют очертанию
двухпоясных систем, так как их пояса должны быть приспособлены к
работе элементов ферм только на растяжение. Стрелки провеса поя-
сов, благодаря отсутствию кинематических перемещений, берутся не-
сколько большими, чем в двухпоясных системах.
Подобно двухпоясным системам в тросовых фермах весьма жела-
тельно соединять пояса один с другим, ибо это облегчает работу ре-
шетки ферм при неравномерных нагрузках и увеличивает жесткость
ферм.
Система решетки в тросовых фермах принимается обычно треуголь-
ной без дополнительных стоек и подвесок.
Панели ферм часто принимают большей ширины, чем ширина кро-
вельной панели, и тогда элементы кровли опираются непосредственно
244
на верхние пояса, заставляя их работать дополнительно на местную на-
грузку, как струну, испытывающую поперечное нагружение.
Основные параметры решетки фермы — панели и углы наклона рас-
косов влияют на размер предварительного напряжения фермы, так как
благодаря ему во всех элементах фермы создаются растягивающие уси-
лия, которые должны превышать сжатие, появляющееся в этих элемен-
тах от внешней нагрузки. Чем меньше усилия сжатия, тем может быть
меньше предварительное напряжение, что выгодно, так как уменьша-
ются усилия в растянутых внешней нагрузкой элементах. Таким обра-
зом, выбор схемы и параметров решетки в тросовой ферме — задача
вариантная.
Тросовые фермы рассчитывают, общепринятыми методами строитель-
ной механики, применяемыми при расчете статически неопределимых
стержневых систем.
Ферму рассчитывают на внешние нагрузки и единичные усилия пред-
варительного напряжения. Усилия от предварительного напряжения во
всех элементах фермы должны быть растягивающими, 4jo достигается
соответствующим подбором геометрии системы. Сравнением сжимаю-
щих усилий в стержнях фермы с усилиями от единичного натяжения
определяют минимальное натяжение, которое погашает сжимающие
усилия от внешней нагрузки во всех стержнях, после чего составляют-
ся результирующие таблицы усилий. В некоторых стержнях усилия от
временной нагрузки и предварительного натяжения будут суммировать-
ся и, следовательно, предварительное напряжение будет увеличивать
их сечение. В отдельных случаях, при небольших неравномерных на-
грузках, допускают выключение из работы некоторых раскосов и прев-
ращение системы в этом месте в геометрически изменяемую. Этот при-
ем возможен только при условии выполнения всей системой нормы
допустимого прогиба, но зато он дает возможность уменьшить предвари-
тельное напряжение фермы.
Для временной нагрузки рассматривают на симметричное и несим-
метричное нагружения.
Усилие предварительного напряжения должно приниматься с коэф-
фициентом перегрузки или недогрузки, смотря по тому, что увеличивает
расчетное усилие.
Предварительное напряжение тросовых ферм удобно осуществлять
натяжением раскосов винтовыми стяжками, которыми раскосы с одной
стороны присоединены к узлам фермы.
Подробно о системах повышенной жесткости см. в [6].
Возможная конструкция узла фермы показана на рис. 16.6.
Другие конструктивные решения см. в [7] — [9].
ГЛАВА 17. ПОКРЫТИЯ СЕДЛОВИДНЫМИ
НАПРЯЖЕННЫМИ СЕТКАМИ
Покрытия напряженными седловидными сетками являются одной из
наиболее распространенных форм висячих покрытий, применяемых как
в капитальных сооружениях, так и во временных покрытиях — навесах.
Основная несущая конструкция — седловидная \ сетка, состоящая из
семейства несущих тросов, имеющих провес вниз, и перпендикулярного
им семейства стабилизирующих тросов, имеющих выгиб вверх, явля-
ется системой мгновенно-жесткой, так как поверхность сетки имеет от-
рицательную гауссову кривизну. Таким образом, сама несущая конст-
245
Рис. 17.1. Рэлей арена
1 — железобетонные арки; 2 — несущие тросы
0 32 через 1,83 м; 3—стабилизирующие тросы
0 19 через 1,83
Рис. 17.2. Дворец спорта в г. Милане
/ — металлическое круглое опорное кольцо—
6X2,5; 2 — несущие тросы через 2 м; 3 — ста-
билизирующие тросы через 2 м; 4 —* железо-
бетонные опоры трибун
рукция является внутренне стабилизированной, способной восприни-
мать нагрузки противоположных направлений, например собственный
вес покрытия, вес снега и отрицательное давление ветра (отсос) и поз-
воляет применять любую конструкцию кровли: от жестких утепленных
щитов до тканевых или пленочных покрытий во временных сооружени-
ях. Эта универсальность покрытий, а также возможное разнообразие
плана покрытия, особенно для временных сооружений, привели к ши-
рокому распространению этой конструктивной формы покрытий.
1. Примеры покрытий
Первым крупным покрытием седловидной висячей сеткой из тросов
было покрытие Рэлей арены в США, возведенное в 1953 г, (рис. 17.1).
По двум наклонным железобетонным аркам параболического'очерта-
ния натянута седловидная сетка из тросов размером 92X97 м, на кото*
рую уложены щиты из профилированной стали с утеплителем и гидро*
изоляцией. Несущая седловидная сетка состоит из несущих тросов диа-
метром 32 мм, расположенных на расстоянии 1,83 м один от другого
и имеющих стрелу провеса около Vio пролета и расположенных перпен-
дикулярно им натягивающих сетку — стабилизирующих тросов диамет-
ром 19 мм, также расположенных на расстоянии 1,83 м и имеющих стре-
лу выгиба вверх около ’/ы своего пролета.
Удачное конструктивное решение покрытия, обладающего хороши-
ми экономическими показателями, наряду с хорошей компоновкой зда-
ния с точки зрения его архитектурных достоинств — минимальный внут-
ренний объем при максимальном числе зрительских мест с хорошей
видимостью и слышимостью происходящего на арене, привело к широ-
кому распространению зданий такого типа во всем мире. Так, седловид-
ными тросовыми сетками, поддерживаемыми наклонными арками, пе-
246
рекрыты эстрадный театр в Харькове, концертный зал в Паланге, спорт-
зал в Братиславе, плавательный бассейн в Монреале и многие др.
ПримерОхМ другого типа покрытия седловидными . сетками может,
служить покрытие Дворца спорта в Милане (рис. 17.2). Круглое в пла-
не здание диаметром 137 м перекрыто'седловидной сеткой из тросов,
закрепленных концами в металлическом пространственном коробчатом,
изогнутом в двух направлениях, кольце размером 6X2,5 м, шарнирно
опирающемся на наклонные железобетонные опоры, служащие одно-
временно основанием трибун. Сетка покрытия состоит из несущих тро-
сов, имеющих стрелу провеса около ’/и пролета и расположенных с
шагом в 2 м и из перпендикулярных им натягивающих или стабилизи-
рующих тросов, имеющих стрелу выгиба вверх около V20 пролета и
Рис. 17.3. Выставочный зал в г. Сиэтле
/ — несущие тросы 0 51 через 2,4 м; 2 — стабилизирующие тросы 0 38 через 2,4 м; 3—простран-
ственные фермы; 4 — пустотелая пространственная железобетонная рама
Рис. 17.4, Олимпийские спорткомплексы в Мюнхене
247
расположенных также с шагом в 2 м. Сверху по тросам уложены метал-
лические щиты с тепло- и гидроизоляцией, а снизу подвешен подвес-
ной потолок из звукопоглощающих панелей.
Подобное покрытие осуществлено в Варне (Болгария) и проектиро-
валось для покрытия стадиона «Динамо» в Москве.
Примером покрытий седловидными сетками зданий прямоугольного
плана может служить покрытие выставочного павильона в г. Сиэтле
в США (рис. 17.3).
Квадратное в плане здание со сторонами по 122 м перекрыто че-
тырьмя, седловидными сетками, закрепленными в окаймляющей здание
железобетонной пустотелой раме и четырех стальных пространствен-
ных, трапецеидального сечения фермах, пересекающихся в виде шатро-
вой крестовины в центре покрытия. Нижние концы ферм опираются на
четыре железобетонные опоры-контрфорсы, в форме треноги, располо-
женные в середине каждой стороны здания. Каждая из четырех сеток
покрытия имеет по 30 несущих тросов диаметром 51 мм, расположен-
ных вдоль диагонали квадрата с шагом 2,4 м и по 30 напрягающих,
стабилизирующих тросов диаметром 38 мм, расположенных перпендику*
лярно несущим, также с шагом в 2,4 м.
По несущей сетке из тросов уложены трехслойные плиты из двух
листов алюминиевого сплава с пенополистироловой прослойкой разме-
ром 1,2X2,4 м.
Покрытия седловидной сеткой при прямоугольном плане здания при-
менялись в покрытии павильона Франции на ЭКСПО-58 для покрытия
рынков в Киеве, Париже и др.
Примером временных покрытий тросовыми сетками могут служить
покрытия над спортивными сооружениями в Мюнхене, служившие для
защиты зрителей от дождя при проведении Олимпийских игр 1972 г.
Эти покрытия были осуществлены над трибунами стадиона, над плава-
тельным бассейном и некоторыми другими спортивными комплексами
(рис. 17.4). Сами покрытия представляют собой ортогональную сетку
из тросов, окаймленную более мощными тросами-подборами, подвешен-
ную к специальным мачтам и в некоторых местах оттяжками притяну-
тую к земле. Они имеют форму растянутых поверхностей отрицательной
гауссовой кривизны, допускающей предварительно натягивать сетки и
воспринимать и положительное и отрицательное воздействие ветра без
больших деформаций покрытия. Натяжение сетки, в свою очередь, еще
больше уменьшает ее деформативность при действии ветра. К сетке
сверху прикреплены листы светопрозрачного пластика, часть сеток по-
крыта пленкой.
Обращает на себя внимание разнообразие формы и планов покры-
тий.
Покрытия седловидными сетками неоднократно применялись в раз-
ных, странах мира; они могут считаться весьма удобной конструктивной
формой для несущей системы временных покрытий.
2. Компоновка и работа несущих систем
Из приведенных примеров видно, что компоновка покрытий для по-
стоянных и временных сооружений различна.
Для постоянных сооружений, имеющих значительную постоянную
нагрузку (см. гл. 14, § 2, п. 4), лучшей формой поверхности сетки явля-
ется гипар (см. рис. 14.13), имеющий уравнение поверхности (14.8) с
ортогональным расположением тросов параллельно главным осям по-
верхности.
248
С точки зрения удобства монтажа предпочтительнее так называе-
мая самообразующая поверхность, в которой тросы располагаются по
геодезическим линиям на поверхности, т. е. по линиям кратчайших рас-
стояний между двумя соседними точками. В этом случае плоскости про-
веса тросов невертикальны, непараллельны относительно одна другой
и непараллельны главным осям поверхности. Однако для пологих се-
тей, какими являются сети постоянных покрытий, эта разница очень
невелика и при рассмотрении работы и расчета покрытий ею можно
пренебречь.
Тросы в сетке располагают на равных расстояниях один от другого
и эти расстояния определяются конструкцией кровли или возможным
сечение.м тросов. Они колеблются от 1 м для тентовых и пленочных по-
крытий до 2—3 м для щитовых покрытий.
Стрелки провеса главных парабол поверхности по исследованиям
В. Р. Кульбаха* следует принимать: для (1/8—1/15)/н, а для fc =
= (1/10—1/25) 1С с тем, чтобы fn/fc=Qt6 f/0,4 f, где f=/n+/c- Увеличе-
ние стрелки несущих тросов за счет уменьшения стрелки стабилизиру-
ющих ведет к уменьшению прогибов покрытия и усилий в несущих тро-
сах, но одновременно увеличивает изгибающие моменты в опорной кон-
струкции на стадии предварительного напряжения сетки покрытия, что
нежелательно.
В отличие от мембраны тросовые сетки предварительно напрягают-
ся и тросы обеих систем воспринимают внешнюю нагрузку: несущие,
имеющие выгиб вниз, работая на растяжение, стабилизирующие, имею-
щие выгиб вверх, работая на сжатие (в них уменьшаются усилия пред-
варительного растяжения).
Предварительное напряжение сети необходимо не только для обес-
печения работы стабилизирующих тросов на сжатие (что облегчает ра-
боту несущих тросов), но и для уменьшения кинематических перемеще-
ний покрытий при их неравномерном нагружении. Предварительное
напряжение принимается прямо пропорциональным неравномерным на-
грузкам и обратно пропорциональным допустимому прогибу покрытия.
Работа сеток при нагружении схожа с работой двухпоясных систем
с той разницей, что в двухпоясных системах каждому несущему поясу
соответствует свой стабилизирующий пояс и система работает как пло-
ская, а в сетке каждому несущему тросу соответствует вся совокупность
стабилизирующих тросов и система работает как пространственная, не
воспринимающая сдвигающих сил.
Для сетки, имеющей форму поверхности гипара, все тросы каждой
системы имеют постоянное отношение f/l2 и при действии на сеть рав-
номерно распределенной по покрытию нагрузки будут иметь одинако-
вые усилия в тросах каждой системы (несущих и стабилизирующих).
Такая нагрузка для тросов является равновесной и, следовательно, она
будет вызывать только упругие деформации тросов, что обеспечивает
минимальные прогибы покрытия.
Равенство усилий в тросах каждой системы создает предпосылки
для выбора безизгибной опорной конструкции, очертание которой мож-
но подобрать по кривой давления от тяжения тросов сети в готовом по-
крытии. Такими опорными конструкциями и являются параболические
наклонные арки и эллиптическое или круглое пространственное кольцо.
Однако при действии временной, даже равномерно распределенной
по покрытию нагрузки, это безизгибное состояние опорной конструкции
* Кульбах В. Р. О влиянии параметров системы на работу висячих покрытий отри-
цательной кривизны. Труды/Таллинского политехнического института, серия А, № 278,
Таллин, 1969.
16—59
249
будет нарушаться, так как уси-
лия в несущих тросах будут рас-
ти, а в стабилизирующих —
уменьшаться, и в опорной конст-
рукции появятся изгибающие мо-
менты. Моменты в опорной конст-
рукции появляются и при нерав-
номерном нагружении покрытия
временной нагрузкой, и таким об-
разом, создать полностью безиз-
гибную опорную конструкцию не
удается.
Действительная работа сетки
и опорной конструкции вследст-
вие нелинейной работы сетки и
деформации опорных конструк-
ций будет несколько отличаться
Рис. 17.5. Многопролетные сетки от описанной выше, причем наи-
большие. отступления вызывает
деформация опорной конструк-
ции. Так, при деформативном опорном, .кольце средние стабилизирую-
щие тросы сети начинают работать как затяжки кольца и внешняя на-
грузка вместо уменьшения усилий в них (вызванных предварительным
напряжением сети) вызывает увеличение растягивающих усилий. Таким
образом, деформация опорной конструкции оказывает существенное
воздействие на работу сети, особенно в покрытиях с замкнутой коль-
цевой опорной конструкцией при параметре жесткости 1<£<40 [см.
формулу (17.6)]. Пользуясь тем, что гипар имеет прямолинейные обра-
зующие, не выходящие за пределы поверхности, опорную конструкцию
иногда делают прямолинейной, как это показано на рис. 17.3 и тросы
направляют по диагоналям квадрата или ромба. В прямолинейной
опорной конструкции тяжение тросов сети вызывает значительные из-
гибающие моменты, что неблагоприятно сказывается на экономике по-
крытия одиночной сеткой.
В многопролетном покрытии, состоящем из нескольких сопряженных
сеток, разделенных прямолинейными элементами (рис. 17.5), горизон-
тальные усилия тросов соседних сеток при их одинаковом нагружении
будут давать составляющую, действующую вдоль прямолинейного опор-
ного элемента, разделяющего эти сетки, и горизонтальных изгибающих
моментов в нем не возникает. Таким образом, в подобных многопролет-
ных покрытиях равномерно распределенная нагрузка не вызывает гори-
зонтальных изгибающих моментов во всех средних опорных конструк-
циях, что приближает их работу к работе безмоментных арок и делает
систему перспективной для применения в покрытиях многопролетных
зданий. Исследования, проведенные Л. Б. Фельдман*, подтвердили
предпосылки, положенные в основу компоновки, и эффективность рабо-
ты многопролетных покрытий седловидными сетками.
Компоновка временных сооружений, как это хорошо видно на при-
мере мюнхенских покрытий, весьма разнообразна и многовариантна.
Главное назначение этих покрытий—защита от дождя, а потому покры-
тие обычно состоит из водонепроницаемой ткани или пленки, поддержи-
ваемой тросовой сеткой с довольно мелкими ячейками, что снижает
* Ведеников Г. С., Фельдман Л. Б. К расчету многопролетных висячих покрытий,—
Строительная механика и расчет сооружений, 1970, № 5.
250
опасность образования дождевых мешков. Малый собственный вес этих
покрытий делает их весьма чувствительными к воздействию ветра.
Невозможность выбора поверхности сетки, для которой ветровая на-
грузка была бы-равновесной из-за изменчивости ветра, делает возмож-
ным применение весьма разнообразных поверхностей сеток, но для всех
сеток сохраняется обязательное условие — они должны быть седловид»
ны, т. е. иметь отрицательную гауссову кривизну. Седловидность по-
верхности необходима для того, чтобы тросы сетки воспринимали ветро-
вую нагрузку противоположных направлений; она позволяет также
предварительно напрягать сетку, чтобы уменьшить ее перемещения.
Окаймляется сетка обычно тросами-подборами — мощными, прост-
ранственно изогнутыми тросами, закрепленными по концам в непод-
вижных опорах, воспринимающих тяжение сетки, работая на растяже-
ние.
3. Основы расчета
Аналогично двухпоясным системам первоначально определяют уси-
лия в тросах системы от заданного предварительного напряжения и
контактную нагрузку. Для сетки, имеющей форму гипара, по уравне-
нию (14.8) для всей поверхности они находятся в соотношении:
л ип в
и
(при равных расстояниях между тросами в несущей и стабилизирую-
щей системе).
Расчет сетки на внешнюю нагрузку обычно ведут на полное загру-
жение всего покрытия постоянной и временной нагрузкой для выявле-
ния максимальных усилий в системе и на постоянную нагрузку и час-
тичное загружение покрытия временной нагрузкой для выявления воз-
можных прогибов системы и изгибающих моментов в опорной
конструкции.
Приближенный расчет напряженной сетки, имеющей форму гипара,
на действие равномерно распределенной по покрытию нагрузки можно
вести аналогично двухпоясным системам, исходя из пропорционального
распределения нагрузки между несущими и стабилизирующими троса-
ми по всему покрытию. Коэффициент пропорциональности для сети
тн Fcpc
rnl ll Fa fl *
(17.1)
где m—L]l = 1 +8/3(f/l)2— отношение длины к пролету главных несущего и стабилизи-
рующего тросов сети; I и f — пролет и стрела провеса главных тросов; .F — площадь
сечения тросов на единичную ширину сети (при равном расстоянии между ними в не-
сущей и стабилизирующей системе) или & = F/s — приведенные толщины сети.
Внешняя нагрузка распределится между системами тросов
„ _________ъ
Ра ~
о, о рирн = р~р0.
Прогиб середины покрытия
3 1
“’°" 128 ’ / <2 \ '
i 7* /
(17-2)
(17.3)
16*
251
Рис. 17.6. Расчетные схемы овального покрытия
а —равномерно распределенная нагрузка; б — обратно симметричная часть нагрузки
Распоры в тросах на единичную ширину сети
ра
LJ Г/П > _ __
“ + S(/m+b») ’
р. 11
___* С I-__
«(/со-«о) 8 '
(17.4)
С С
где Я” и Н™ —начальные распоры в тросах на единичную ширину сети от предвари-
тельного напряжения.
Более точный нелинейный расчет сети, в форме гипара с учетом де-
формации овальной опорной конструкции (рис. 17.6) на действие равно-
мерно распределенной нагрузки и двух возможных неравномерных за-
гружений покрытия приводит В. Р. Кульбах*.
Задаваясь уравнением прогиба поверхности под действием внешней
нагрузки, используя геометрические зависимости и условия равновесия,
он получил кубические уравнения для определения неизвестных пара-
метров прогиба. При учете деформации опорной конструкции была
учтена линейная зависимость горизонтальных перемещений опорной
конструкции от приращений распоров в тросах сети, считая, что ее вер-
тикальные перемещения, ввиду соединения со стеновым каркасом, рав-
ны нулю. Для учета смещения контура распределение приращения рас-
поров принималось по рис. 17.6, что хорошо соответствует фактическо-
му распределению этих приращений.
А. Для равномерно распределенной по покрытию нагрузки функция
прогиба
(х? у* \
(17.5)
* Кульбах В. Р. Приближенный статический расчет седловидных висячих покрытий
с деформируемым эллиптическим контуром, — Изв, вузов, сер. Стр-во и архитектура,
1971, № 4.
252
Разрешающее уравнение для определения прогиба
где
АоЙ + БоЙ + Мо-ГО = О,
(17.6)
Во = 2 1 + а?ф Н(1
Ао = О + Ф + 4В); Б0 = 3[1-аф + 2£(1-а)];
"Ф J
®о//н
6 / /н
3 \ g
5 / /с \2]
3 ( b )
—геометрический параметр;
г»=^[1+5(‘+у)];
— безразмерный параметр прогиба; а = /с//н — соотношение начальных стрел выгиба
главных тросов;
Ф = ----
бж, 8У — приведенные толщины несущих и стабилизирующих тросов сети; они равны
8=E/s, где s — расстояние между тросами;
9а?^+Я«-^
10£бХ
9<7qQ4 . [1 -р-
10£6т /3
X * н
2’
—параметр предварительного напряжения;
?о =
5 / /н
3 \ а
— {
3 У £
2'
| — параметр равномерно распределенной нагрузки;
Xq —
2
= --------—----------— — параметр жесткости контура.
72£kJkK41+I
3 \ b / J
Ек1к — изгибная жесткость опорного контура..
Часто членом Ао£о уравнения (17.6) можно пренебречь и тогда ре-
шение оставшегося квадратного уравнения будет
-В0 + ]/Во + 4Б0Г
Со =----°---к------— . (17-7)
Получающаяся при этом ошибка обычно не превышает долей процента.
Для оценочного расчета заданного предварительного напряжения
или получающегося прогиба часто можно пренебречь и квадратным
членом уравнения (17.6) и тогда получим линейную формулу для опре-
деления прогиба,
Со = Го/В0. (17 .8)
Зная прогиб системы, нетрудно получить приращения распоров
ДЯ? =
XI
5£бх /н2С0[(2 + С0)2 +2Ц1 - а-рсо)] / у2
5 / /н \21 Г / 1 \] \ №
9а? 1+-- рМ Г + Н1+ —
L 3 к а ] \ ф / J
- 5Е8у о|2а - - 2 (1 - а + Со) ]
Полные распоры в тросах на единичную ширину сети:
На = Нпс + ^Нос. '
(17.9)
(17.10)
253
При действии временной нагрузки, расположенной на половине по-
крытия вдоль несущих или вдоль стабилизирующих тросов, расчет рас-
падается на два этапа.
Нагрузку раскладывают на симметричную ш обратно симметричную
половинной интенсивности. На первом этапе определяют прогибы и
усилия от симметричной части нагрузки интенсивностью р/2, затем вво-
дят поправки в геометрию сети и усилия предварительного напряжения
и рассчитывают сеть на обратно симметричную часть нагрузки интен-
сивностью ±ipl2. Результаты расчета двух этапов складывают и полу-
чают воздействие половинного загружения покрытия.
Б. Для обратно симметричной нагрузки вдоль несущих тросов (рис.
17.6, б) функция прогиба
X ( X2 у2 \
W ~ W-i —т — — 1.
1 а \ а2 Ь2 )
Разрешающее уравнение для определения прогиба
AiS + BA-r^o,
(17.11)
(17.12)
где
л Г 189 / 5 А , 1 ( , 9 15 ( 3 \
Л1 = [Лоо' V +ДГ+ Т (’*’ + ТЕ)1: S1 = (T“’vi’+T5) +
+ ('+ ('+ "S'Е)] ’ г*= [('+ (‘+ "S 5)] '•
— параметр прогиба;
* Г 5 / /н
q = -------— 1 + —
L 3 V а
<’ [3 +Т АИ?) + V- (н" + S'&н°)
2
— параметр обратно симметричной нагрузки;
— параметр предварительного напряжения с учетом дополнительных распоров от рав-
номерно распределенной части нагрузки.
Остальные параметры те же, что были определены для формулы
(17.6).
Соответствующие дополнительные распоры:
2
- 2Й, fl С,
------------
5 f fH
5а2 14-------—
3 \ а
ЗВ X f х
— 2а—
4-ф / \ а
£ / f \2'
3&211 + "П h I
I 3 \ о 1 J
ЗВ_\
/
_ г —V- В. 9 г — 1 (1 - —
а2 / 20 ] \ а2
4ф /
(17.13)
5
48
В. Для обратно симметричной нагрузки вдоль стабилизирующих
тросов функция прогиба
и,= а, ,-2.(^- + ^--1). (17.14)
Ь \ а2 Ь? /
Разрешающее уравнение для определения прогиба
А2Й + В2С2-Г2=О, (17.15)
254
где
Г 1 / . 9 Л 189 / , 5 \] Г 5 / , 3 \
а2 — — 11 -j- j -р -—— j ib 4~ §) ; в2 ~ — 11 4-----------в j 4~
L s \ 4 / 200 \ 48 /] 2 [ 6 \ 4 /
+ Х2(1 + ^‘_гХ1+"4-6')1:
V 48 ф / \ 4 /
, / 5 И/ 3 \
г„ = q2 1 + —--- 1 + — В ; t^Wz/fn — параметр прогиба;
* \ 4о ip / \ 4 /
" ’ - 5 ( \21
3 \ а
* 16?2а4
q.2 — —------
И», Ц
— параметр нагрузки;
Г/ R \ лЗ / 7 \т
°2 [(я«+ Т А77«) +3 V Г‘п + ~ л/4|
— параметр предварительного напряжения.
Соответствующие дополнительные распоры:
дя;
2£б £2 [(1 + — 2“ — 'j + — £а£ 1 (1 — —}
xzh’2 I * 4 / \ £ ъ- ь2 I 1 20 \ b2 /
(17.16)
Применение приведенной методики расчета покажем на примере.
Пример. В качестве примера рассмотрим расчет покрытия (рис. 17.6) с парамет-
рами: а=30 м; 6 = 24 м; fH = 5 м; /с=4 м; несущие и стабилизирующие тросы имеют
одинаковое сечение (диаметр 50) и стоят на расстоянии 2 м один от другого, это де-
лает £H=FC=17,9 см2 или бж = бу=0,0895 см, их модуль упругости £=1,6Х1О5 МПа
или 16хЮ3 кН/см2; предварительное напряжение сети задаем натяжением стабилизи-
рующих тросов силой 900 кН каждый; опорная конструкция выполнена из двух труб,
соединенных решеткой, и имеет FK=388 см2, /к = 5,1 Х106 см4 и £к=2,1Х105 МПа или
21Х103 кН/см2; постоянная нагрузка на покрытие 1 кН/м2 и временная— 1 кН/м2; нор-
ма прогиба wс 1/200 малого диаметра эллипса.
А Расчет на действие равномерно распределенной по покрытию нагрузки начинаем
с расчета на действие постоянной нагрузки по формуле (17.6) а=0,8; ф = 2,44; Ло=О,3;
^* = 0,0426, £=26,8, £0=0,0511; w0=25,5 см.
Затем ведем расчет на действие постоянной и временной нагрузки на всей поверх-
ности покрытия по формуле (17.6). Параметры а, ф, Хо, £ — остаются без изменения;
д* =0,0852; £о=О,О961 и прогиб w0 =48 см, а только от временной нагрузки да0=48—
25,5=22,5, см, что составляет 1/213 малого диаметра эллипса. Если в уравнении (17.6)
пренебречь кубическим членом и пользоваться формулой (17.7), то £0=0,0988, а по ли-
нейной формуле (17.8) £о=О,1081.
По формуле (17.9) определяем приращения распоров, ДЯ° =0,940 кН/см и &Н®~
=0,408 кН/см, что дает изменение усилий в главных тросах ДЯд=188 кН и Д#с=
= 81,6 кН, так как #"=1125 кН и //"=900 кН, то распоры в главных тросах от дей-
ствия постоянной и временной нагрузки на всем покрытии будут /£,= 1313 кН и Нс =
=982 кН.
Чтобы выявить влияние деформации опорной конструкции, проводим расчет покры-
тия на действие постоянной и полной временной нагрузки по формуле (17.6) в предпо-
ложении абсолютно жестких опор, т. е. £к/“->оо и £=0. Получается: £о=О,О15; и»с =
=7,5 см; ДЯц =0,638 кН/см; Д/7° =—0,784 кН/см; изменения усилий в тросах &Нц=
= 127,6 кН; Д//° =—157,3 кН и окончательно усилия в тросах //н= 1252,6 кН; Н с=
= 742,7 кН.
255
Рис. 17.7. Примыкание тросов к арке
/ — металлическая арка; 2— тросы сетки;
ребра жесткости арки
Сравнение результатов показывает,
что деформация опорной конструкции
очень сильно влияет на работу сети, уве-
личивая ее прогибы и сильно меняя ра-
боту стабилизирующих тросов. Сравне-
ние показывает также, что принятое пред-
варительное напряжение покрытия обес-
печивает выполнение нормы прогиба
почти без запаса, но при уменьшении
деформативности опорной конструкции
она была бы излишняя, что хорошо вид-
но из расчета покрытия с недеформи-
руемым опорным контуром, где прогиб
очень мал, а остаточное натяжение ста-
билизирующих тросов очень велико.
Рассчитаем то же покрытие по при-
ближенной методике, не учитывающей
деформацию опорной конструкции по
формулам (17.1) —(17.4) на действие
постоянной и полной временной нагруз-
ки и получаем: ai = l; qa =0,6109; qa~
=0,3909; а»о=6,62 см; ДЯП=138,6 кН;
Яо=—178,6 кН; Ян = 1263,5 кН; Яо =
= 721,4 кН.
"Сравнение этих результатов с ана-
логичйыми результатами, полученными
точнйми методом без учета деформаций
опорной конструкции, показывает, что
они близки и в случае отсутствия де-
формации опор приближенный метод
вполне может быть использован.
Б. При расчете покрытия на действие постоянной и временной нагрузки, располо-
женной на половине несущих тросов покрытия, временную нагрузку представляем в виде
симметричной, интенсивностью ро=0,5 кН/м2 и обратно симметричной интенсивностью
pi = ±0,5 кН/м2.
Рассчитываем покрытие на постоянную и симметричную часть временной нагрузки
90=1,5 кН/м2 по формуле (17.6) и получаем: 9о=О,О639; £0=0,0744; 37,2 см; ДЯ„=
= 0,68 кН/см; Д//°=0,29 кН/см. Перед учетом обратно симметричной части временной
нагрузки уточняем, параметры деформированного покрытия: /н=5,00+0,37=5,37 м;
/*=4,00—0,37=3,63 м; теперь а=0,675; ф=2,48; £=27. По формуле (17.12) полу-
чаем Х1 = 0,6; 9*=0,0195; =0,023; ^ = 12,3 см; по формуле (17.13) ДЯ*=0,001 кН/см;
ДН'=—0,138 кН/см и суммарные распоры Нк=Яд+ДЯд+ДНн=6,33 кН/см, на
1 трос — 1266 кН, ЯС=Я^+ДЯ°+ДЯ'=4,67 кН/см — 934 кН.
По прогибам и усилиям расчет не имеет решающего значения.
В. При расчете покрытия на действие постоянной и временной нагрузки, распо-
ложенной на половине стабилизирующих тросов покрытия, временную нагрузку опять
представляем в виде симметричной и обратно симметричной части. Расчет на посто-
янную и симметричную часть временной нагрузки совпадает с предыдущим случаем
действия временной нагрузки на половину покрытия и дан выше. Расчет на действие
обратно симметричной части временной нагрузки по формуле (17.15) дает Х2=0,65;
92=0,0195; £2“0,0187; = 10 см и по формуле (17.16) ДЯн = 0,194 кН/см, ДЯ0 =
=0,0005 кН/см, т. е. односторонние загружения не имеют решающего значения.
4. Конструктивные решения
В постоянных покрытиях сетками наибольший интерес представля-
ет узел примыкания сети к опорной конструкции. Одно из примененных
решений показано на рис. 17.7. Здесь сеть примыкает к металлической
коробчатой опорной конструкции и удачно решено шарнирное примыка-
ние тросов, подходящих под разными углами к стальной коробке с по-
мощью стандартных элементов. Другие решения см. в [7]—[9].
256
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Дмитриев Л. Г., Касилов А. В. Вантовые покрытия. Киев, Будивельник, 1974.
2. Ивович В. А. Динамический расчет висячих конструкций. М., Стройиздат, 1975.
3. Илленко К. И. О расчете нитей с изгибной жесткостью. Строительная механика
и расчет сооружений, 1966, № 6.
4. Качурин В. К. Теория висячих систем. М., Стройиздат, 1962.
5. Качурин В. К., Брагин А. В., Ерунов Б. Г. Проектирование висячих' и вантовых
мостов. М., Транспорт, 1971.
6. Кирсанов Н. М. Висячие системы повышенной жесткости. М., Стройиздат, 1973.
7. Кирсанов Н. М. Альбом конструкций висячих покрытий. М., Высшая школа,
1965.
8. Кирсанов Н. М. Висячие конструкции. М., Стройиздат, 1968.
9. Кирсанов Н. М. Висячие и вантовые конструкции. М„ Стройиздат, 1981.
10. Корчинский И. Л., Грилль А. А. Расчет висячих покрытий на динамические воз-
действия. М., Стройиздат, 1978. s
11. Косенко И. С. Висячие конструкции покрытий. М., Стройиздат, 1966.
12. Лилеев А. Ф., Селезнева Е. Н. Методы расчета пространственных вантовых
систем. М., Стройиздат, 1964.
13. Мацелинский Р. Н. Статический расчет гибких висячих конструкций. М., Строй-
издат, 1950.
14. Москалев Н. С, Конструкции висячих покрытий. М., Стройиздат, 1980.
15. Отто Ф., Шлейер К. Тентовые и вантовые строительные конструкции. М., Строй-
издат, 1970.
16. Рабинович И. М. Мгновенно*жесткие системы, их свойства и основы расчета.—
В кн.: — Висячие покрытия. М., Ст:рррцздат, 1962.
17. Рекомендации по проектированию висячих конструкций. — ЦНИИСК им.
В. А. Кучеренко, Москва, 1974. . , ,
18. Собботка 3. Висячие покрытия. М., Стройиздат, 1964.
19. Строительная механика и расчет сооружений, 1980, № 4./Статьи: Трофимо-
ва В. И., Москалева Н. С., Илленко К. Н., Еремеева П. Г., Микулина В. Б., Мельнико-
ва В. М. и др.
20. Трофимов В. И. Большепролетные пространственные покрытия из тонколисто-
вого алюминия. М., Стройиздат, 1975.
21. Шимановский В. Н., Смирнов Ю. В., Харченко Р. Б. Расчет висячих конструк-
ций (нитей конечной жесткости). Киев, Будивельник, 1973.
22. Шимановский В. Н., Соколов А. А. Расчет висячих конструкций за пределом
упругости. Киев, Будивельник, 1975.
РАЗДЕЛ IV. МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ КОНСТРУКЦИИ
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
ГЛАВА 18. ОБЩИЕ ВОПРОСЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
§ 1. ПРЕДПОСЫЛКИ СТРОИТЕЛЬСТВА И ОБЛАСТЬ
ПРИМЕНЕНИЯ МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
Для развития современных городов характерно повышение средней
этажности зданий. Это объясняется продолжающимся ростом городско-
го населения и необходимостью улучшения условий его быта и деятель-
ности, а с другой стороны, стремлением к более рациональному исполь-
зованию земли, сохранению природных зон вокруг городов, относитель-
ному сокращению затрат на строительство и эксплуатацию инженерных
коммуникаций, транспортных и других систем городского обслужива-
ния.
Основная область применения многоэтажных зданий* — жилые до-
ма и общественные здания различного назначения (для учреждений уп-
равления, коммунального хозяйства, просвещения, науки, проектирова-
ния, связи и др.). В крупных городах многоэтажные здания составляют
по строительному объему около 30—50% всех зданий, а через 15—20
лет их удельный вес возрастет до 80—90 % •
Расширяется строительство и многоэтажных производственных зда-
ний, лабораторных и инженерных корпусов, которые в своей конструк-
тивной части имеют много общего с гражданскими зданиями (см. гл. 7
в [13]).
В многоэтажных зданиях высотой до 100 м, характерных для массо-
вого жилищного строительства, применяются в основном бетонные и
железобетонные несущие конструкции. В зданиях с числом этажей 40
и более чаще применяются стальные конструкции, что следует из дан-
ных табл. 18.1 о высотных зданиях, построенных во всем мире. Эти дан-
ные указывают и на ориентировочную верхнюю границу целесообразно-
го строительства высотных зданий — около 60 этажей. С увеличением
высоты растут воздействия природных сил, усложняются технические
решения здания и всех его систем, увеличиваются капитальные и экс-
плуатационные затраты, изменяются психофизиологические реакции
людей (боязнь высоты, обостренное восприятие различных шумов, ус-
корений лифтов, колебаний здания под действием ветра и др.). Поэто-
му не следует без достаточного обоснования чрезмерно увеличивать
высоту зданий.
§ 2. КРАТКИЙ ОБЗОР СТРОИТЕЛЬСТВА
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
Первые многоэтажные здания со стальным каркасом (вместо несу-
щих кирпичных стен) появились в США в последней четверти XIX в.
* Многоэтажными будем называть здания высотой 30 м (8—10 этажей) и более,
подразделяя их на невысокие, до 50 м (12—16 этажей); средней высоты, от 50 до
100 м (25—33 этажа); высотные— 100 м (26—34 этажа) и более.
Это подразделение условно и связано с конструктивными решениями зданий, но
возможны и другие признаки (наличие технических этажей, характеристики наземных
противопожарных средств). Первое число в скобках соответствует общественным зда-
ниям, второе — жилым.
258
Таблица 18.1. Распределение высотных зданий по этажности и материалу несущих
конструкций
Годы Основные несущие конструкции Построено зданий с числом этажей Итого зданий
30—39 40—49 50—59 60—69 70—79 80—89 90—99 1 f 100— 110
1923—1972 Стальные Железобетонные 26 33 33 19 16 8 9 3 3 2 Г 1 1 5 94 65
1963—1972 Стальные Железобетонные . 13 32 13 14 16 8 1 2 1 1 4 48 57
Облегчение стен и фундаментов, ускорение строительства благодаря
сборности, возрастание доли полезной площади в нижних этажах и
возможность увеличения этажности при высоких ценах на земельные
участки способствовали дальнейшему развитию высотного строительст-
ва. В 1931 г. было построено 102-этажное здание «Эмпайр Стейт», а в
70-х гг. были возведены четыре более высоких здания, в том числе
109-этажное здание «Сирс Тауэр» высотой 442 м. Высотное строитель-
ство в других зарубежных странах стало развиваться после второй ми-
ровой войны. Подобный обзор зарубежного опыта строительства мно-
гоэтажных зданий дан в [6], [19].
В нашей стране в предвоенные годы началось строительство уни-
кального здания Дворца Советов, увенчанного статуей В. И. Ленина.
Полная высота здания 415 м, строительный объем около 6,5 млн. м3,
расход стали около 300 тыс. т (46 кг/м3). Для каркаса центральной
части с внутренним залом пролетом 140 м было разработано ориги-
нальное решение в виде круглой в плане пространственной рамной баш-
ни, в которой концентрически расположенные колонны двух нижних
барабанов (до отметки 115,9 м) объединены связями и образуют жест-
кую двухслойную оболочку (рис. 18.1). Разработке проекта предшест-
вовал тщательный анализ конструктивных решений, методов изготовле-
ния и монтажа конструкций, фундаментальное исследование устойчиво-
сти сложной пространственной системы. Для несущих конструкций была
предложена и освоена производством низколегированная сталь повы-
шенной прочности марки ДС. Частично собранный каркас Дворца Со-
ветов был демонтирован в первые месяцы Великой Отечественной
войны.
В 1949—1954 гг. в Москве построены первые высотные здания: гос-
тиницы «Ленинград» и «Украина», жилые дома на Котельнической наб.,
и на пл. Восстания» административные здания у Красных Ворот и на
Смоленской пл., Московский государственный университет им. М. В. Ло-
моносова (рис. 18.2). Их общий строительный объем около 5 млн. м3.
Главный корпус МГУ (рис. 18.2) имеет высоту 240 м и превышает на
30 м самое высокое здание в Западной Европе, построенное на 20 лет
позднее. Эти здания стали высотными центрами архитектурных ансамб-
лей, их расположение хорошо сочетается с исторически возникшей пла-
нировкой и рельефом Москвы, а ступенчато-ярусное построение объеди-
няет возвышающиеся центральные объемы с ближайшими домами и со-
здает выразительный силуэт. Преобладающее вертикальное членение
подчеркивает высотную устремленность зданий, но по внешнему облику
они близки к зданиям с кирпичными несущими стенами, их каркасная
конструкция не выявлена.
259
Рис. 18.2. Схема каркаса главного
корпуса МГУ (поперечный разрез)
1 — технический этаж
Рис. 18.1. Схема каркаса централь-
ной части Дворца Советов
При строительстве первых высотных зданий в Москве многие инже-
нерные и производственные задачи были решены по-новому. Для пере-
дачи нагрузок на относительно слабые грунты и обеспечения равномер-
ных осадок были разработаны жесткие коробчатые фундаменты из
монолитного железобетона без осадочных швов. При производстве зем-
ляных работ широко применялись эффективные способы водопониже-
ния, замораживание грунта. Несущие каркасы большинства зданий
выполнены в железобетоне с жесткой арматурой, что позволило сэконо-
мить до 30% стали, обеспечив при этом восприятие всех монтажных на-
грузок стальными конструкциями. Разработаны новые способы обеспе-
чения жесткости зданий с помощью железобетонных пространственных
стволов и плоских диафрагм (здания на Котельнической набережной и
пл. Восстания). В главном корпусе МГУ впервые применены стальные
колонны крестового сечения с унифицированным примыканием ригелей
различного направления. Сборные перекрытия — из крупных железобе-
тонных панелей, а монолитные — в подвесной опалубке многократного
использования. Для монтажа каркасов вместо вантовых кранов, харак-
260
терных для американской практики, созданы принципиально новые
самоподъемные башенные краны, эксплуатация которых и передвижка
по высоте значительно проще, что обеспечило высокий темп крановой
сборки.
Этот опыт имел неоценимое значение для дальнейшего развития го-
родского строительства в нашей стране. В 60—70-х гг. в Москве и в
других городах созданы новые крупные ансамбли с многоэтажными и
высотными зданиями различного назначения. В Генеральном плане раз-
вития Москвы, принятом в 1971 г., высотным зданиям придается очень
большое значение в создании архитектурного ансамбля Москвы как
полицентрического города: в каждой из семи основных планировочных
зон, расположенных за пределами Садового кольца, намечается постро-
ить высотные центры из 40—60-этажных зданий и несколько локальных
центров из 25—30-этажных зданий.
§ 3. ТРЕБОВАНИЯ К МНОГОЭТАЖНЫМ ЗДАНИЯМ
И ИХ УЧЕТ ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ
При разработке архитектурно-планировочного и конструктивного
решений многоэтажного здания и систем его инженерного обслужива-
ния необходим комплексный учет функциональных, эстетических, тех-
нических и экономических требований.
1. Объемно-планировочное решение
Объемно-планировочное решение здания должно удовлетворять
функциональным и санитарно-гигиеническим требованиям и предусмат-
ривать необходимые для этого размеры и взаимное расположение основ-
ных, обслуживающих, коммуникационных и технических помещений. По-
мещения, близкие по назначению и размерам, размещаются в типовых
этажах здания; входные узлы, крупные залы — в нетиповых. Инженер-
ное оборудование устанавливается в технических этажах (см. рис. 18.2),
а для прокладки инженерных коммуникаций устраиваются вертикаль-
ные шахты, горизонтальные каналы, используется свободное простран-
ство в пределах габарита колонн и строительной высоты перекрытий.
Число технических этажей зависит от назначения здания и его высоты,
на 8—12 типовых этажей приходится обычно один технический. В тех-
нических этажах часто располагают связи и другие элементы жестко-
сти, улучшающие работу конструктивной системы здания.
Объемно-планировочное решение должно отвечать требованиям уни-
фикации и модульным размерам сетки разбивочных осей и высоты
этажей*. Для повышения универсальности и гибкости в использовании
помещений применяют более свободную планировку с увеличенным ша-
гом колонн.
Общая пространственная композиция, форма плана и высота зда-
ния взаимосвязаны и зависят от градостроительных факторов, природ-
но-климатических условий, характера деятельности и движения людей
в здании, технических возможностей применяемых конструктивных сис-
тем. Некоторые примеры планов многоэтажных зданий приведены на
рис. 18.3. Нормы естественной освещенности ограничивают возможную
глубину основных помещений 7—8 м. В соответствии с этим в зданиях
* Для общественных зданий установлены сетки 6X6, 6X9, 6x12, 9X9, 12X12 м
(иногда допускаются размеры 3; 4,5 и 7,5 м) и высоты этажей 3,3; 3,6; 4,2 м и более
с модулем 0,6 м,
261
Рис. 18.3. Планы многоэтажных зданий
а — компактные (£/В^2); б, в — некомпактные (протяженные, расчлененные)
Рис. 18.4. Примеры планировочных решений типового этажа в зданиях с различной
формой плана
с протяженным или расчлененным (например, трехлучевым, крестооб-
разным) планом предельная ширина .здания (луча) составляет 18—
20 м, в зданиях с компактным планом и центрально расположенным
лифтовым узлом с окружающим его коридором предельная ширина зда-
ния достигает 30—36 м, а при значительных размерах лифтового узла
и допустимости искусственного освещения части площади основных
помещений — 50—60 м (рис. 18.4). По условиям жесткости и устойчи-
вости конструктивной системы компактный план предпочтителен для
зданий большой высоты; он позволяет, кроме того, уменьшить относи-
тельную площадь и стоимость внешних ограждений и' коммуникацион-
ных помещений, а также снизить эксплуатационные затраты.
Чтобы повысить экономичность планировочного решения и удобст-
ва эксплуатации, более целесообразно групповое расположение лифтов с
262
лифтовым холлом. Для сокращения занимаемой лифтовым узлом пло-
щади, достигающей в высотных зданиях 20—30% полезной площади,
и повышения эффективности вертикального транспорта применяют лиф-
ты большой вместимости, с двухэтажными кабинами, скоростные (до
7—8 м/с), в сочетании с вертикальным зонированием здания. Лифтовой
узел целесообразно объединять с вертикальными шахтами инженерных
коммуникаций, лестницами и обслуживающими помещениями, не тре-
бующими естественного освещения, совмещая ограждения узла с основ-
ными элементами жесткости конструктивной системы (диафрагмами,
стволами).
Недостаточное внимание к пожарной безопасности многоэтажных
зданий может привести к очень тяжелым последствиям. Известно, на-
пример, что при пожаре многоэтажной гостиницы в Сеуле погибло
160 чел., а в Сан-Пауло — более 200 чел. В соответствии с действующи-
ми нормами противопожарные мероприятия по предупреждению и лока-
лизации пожара и эвакуации людей должны быть учтены в объемно-
планировочном решении здания (размеры противопожарных отсеков,
эвакуационные пути и выходы, незадымляемые лестницы и лифтовые
холлы), при выборе материалов ограждающих и.несущих конструкций
и способов обеспечения требуемой их огнестойкости, при разработке ин-
женерных и противопожарных систем и правил эксплуатации здания.
С принципами и примерами объемно-планировочных решений много-
этажных зданий можно ознакомиться в [1], [6], [19]*.
2. Архитектурно-художественное решение
Многоэтажные, особенно высотные, здания — объекты большой об-
щественной и градостроительной значимости. Их расположение, высота,
композиция и внешний облик должны быть согласованы с общим архи-
тектурным планированием города и окружающей застройкой. Отноше-
ние к строительству высотного здания только как к выгодному и пре-
стижному предприятию может привести, что уже не раз отмечалось в
зарубежном строительстве, к бессистемной застройке и крайне неблаго-
приятным условиям обитания людей (скученное расположение зданий,
чрезмерно высокая плотность населения, загрязнение воздуха, недоста-
ток света).
Архитектурный образ здания должен удовлетворять композицион-
ным принципам и органично сочетаться с его функицональной и конст-
руктивной схемой, материалом, инженерным оборудованием.
Из практики последних трех десятилетий можно выделить следую-
щие типичные примеры решения фасадов высотных зданий: 1) с равно-
мерным по мощности вертикальным и горизонтальным членением, кото-
рое соответствует ячеистой, структуре каркаса, но образует невырази-
тельную монотонную решетку; 2) с преобладающим горизонтальным
членением, подчеркивающим многоярусность несущей конструкции и
монументальность здания, и относительно легким вертикальным члене-
нием стены импостами остекления или часто расположенными несущи-
ми стойками; 3) с преобладающим вертикальным членением в местах
расположения основных колонн (иногда с дополнительным ритмом вы-
ступающих на фасаде импостов остекления) и ослабленным горизон-
* Методы определения габаритов высотных зданий с учетом компоновки систем
инженерного обслуживания и конструктивных особенностей здания — см. Оскар Гонса-
лес Дегли-Уберти «К вопросу развития несущих конструкций высотных зданий». — Ав-
тореф. на соиск. уч. степени канд. техн, наук, М., 1972.
263
тальным членениием торцами перекрытий или подоконными вставками;
4) сплошная стеклянная стена'-витраж. Огромные, и особенно нерасчле-
ненные, плоскости стеклянных стен не соответствуют функции и конст-
руктивной схеме многоэтажного здания, а поддержание нормальных
санитарно-гигиенических условий внутри здания требует резкого уве-
личения энергетических затрат и удорожает эксплуатацию.
Чтобы повысить выразительность внешней стены, в современном
строительстве используются главным образом функционально и конст-
руктивно необходимые элементы (парапеты, балконы, лоджии, эркеры,
солнцезащитные устройства, поручни и решетки ограждений и др.),
иногда декоративные навесные экраны из тонких листов или легкой ре-
шетки, а также цвет и фактура внешней поверхности.
3. Конструктивное решение
Конструктивное решение многоэтажного здания необходимо разра-
батывать в тесной связи с решением архитектурных и планировочных
задач и систем инженерного обслуживания здания, учитывая тем самым
основные функциональные и эстетические требования. Вместе с тем,
оно должно удовлетворять требованиям надежности и долговечности,
технологичности изготовления и монтажа, экономичности. Значимость
рационального конструктивного решения в системе здания, как прави-
ло, возрастает с увеличением его высоты (см. п. 4 § 3, гл. 18).
Главное назначение несущих конструкций здания состоит в обеспе-
чении его прочности, устойчивости, жесткости во время строительства и
всего срока эксплуатации при действии разнообразных статических и
динамических нагрузок, в том числе сейсмических.
В конструктивной системе здания можно выделить две основные
подсистемы несущих конструкций: 1) горизонтальные конструкции;
2) вертикальные конструкции, взаимодействующие между собой через
общие для них конструктивные элементы.
Горизонтальные конструкции (плиты и балки перекрытий, связи)
обеспечивают неизменяемость системы в плане, передают приложенные
к ним нагрузки на вертикальные конструкции, участвуют в пространст-
венной работе всей системы, выступая в роли распределительных гори-
зонтальных диафрагм, а также препятствуя взаимному сдвигу неодина-
ково нагруженных вертикальных элементов.
Вертикальные конструкции (колонны, рамы, диафрагмы и стволы
жесткости) выполняют в системе главные несущие функции, восприни-
мая в конечном счете все приложенные к ней нагрузки и передавая их
на фундамент.
Проектирование несущей системы связано прежде всего с выбором
материала. Свойства стали и железобетона как конструкционных мате-
риалов общеизвестны, однако в высотных зданиях стальные несущие
конструкции имеют некоторые дополнительные преимущества по срав-
нению с железобетонными; к ним относятся:
1) относительно меньший вес, в связи с чем уменьшаются усилия в
конструкциях, снижается стоимость фундаментов, появляется возмож-
ность членения конструкции на монтажные элементы более крупных
размеров, что в сочетании с более высокой точностью изготовления и
простотой монтажных соединений позволяет ускорить возведение зда-
ния;
2) конструктивные удобства для прикрепления ограждающих конст-
рукций и инженерных коммуникаций, а также возможность размещения
последних в пределах габаритов колонн и строительной высоты пере-
крытий;
264
3) меньшие размеры сечений колонн (в некоторых случаях они мо-
гут быть полностью скрыты в стене), что улучшает использование по-
мещений;
4) возможность создания (без резкого увеличения расхода материа-
ла) большепролетных перекрытий, допускающих более свободную пла-
нировку и трансформацию помещений, что приводит к снижению экс-
плуатационных расходов.
Недостатки стальных конструкций — малая огнестойкость и подвер-
женность коррозии эффективно устраняются защитными мероприятия-
ми, стоимость которых составляет 1—2% стоимости здания.
Основное преимущество железобетона состоит в том, что его приме-
нение значительно (в 2—3 раза) сокращает расход стали на здание, а
это может иметь определяющее значение.
При поиске более экономичных конструктивных решений инженеры
часто обращаются к идее сочетания положительных свойств стали и
железобетона. Так, в смешанных решениях одни элементы системы вы-
полняют из стали, а другие — из железобетона. Например, в здании
с чисто стальным каркасом плиты перекрытий практически всегда же-
лезобетонные, а для обеспечения жесткости здания нередко используют
железобетонные диафрагмы и стволы; с другой стороны, в железобе-
тонных каркасах отдельные наиболее нагруженные элементы (колонны
нижних этажей, ригели больших пролетов) часто делают стальными.
Более эффективно применение конструкций, в которых обеспечена
совместная работа стальных жестких профилей и бетона: трубобетон-
ные и железобетонные конструкции с жесткой арматурой [9] — в моно-
литном исполнении (колонны и ригели в каркасах первых московских
высотных зданий, диафрагмы, стволы и внешние стены с включенными
в них стальными колоннами) и в виде сборных элементов (железобетон-
ные колонны со стальными сердечниками, железобетонные панели со
скрытыми в них стальными колоннами). В некоторых решениях эле-
менты из стали и железобетона, которые способны независимо воспри-
нимать нагрузки, объединяются в один более эффективно работающий
элемент; таковы, например, сталежелезобетонные балки, в которых
стальная балка объединена связями сдвига с железобетонной плитой
перекрытия. В разработке подобных конструкций еще много интересных
возможностей.
Основные функции ограждающих конструкций обусловлены сани-
тарно-гигиеническими и эстетическими требованиями, противопожарной
защитой, долговечностью здания и его оборудования. Особенно важны
в современных условиях теплоизоляционные функции ограждений. Вме-
сте с тем, некоторые ограждающие конструкции (перекрытия, стенки
лифтовых шахт и лестниц) выполняют ответственные несущие функции,
не только воспринимая приложенные к ним нагрузки, но и участвуя в
общей пространственной работе конструктивной системы здания.
В каркасных многоэтажных зданиях участие стен .в общей работе не-
сущей системы обычно не предусматривается. Такие стены проектиру-
ются ненесущими и воспринимают лишь местные нагрузки в пределах
отдельных этажей (собственный вес, ветровая нагрузка, температурные
воздействия), передавая их на каркас. Это упрощает унификацию сте-
новых ограждений, позволяет использовать для них легкие материалы
небольшой прочности, увеличивает композиционные возможности архи-
тектурного оформления здания.
Наружные стены обычно выполняют (см. [1], [3], [19]): 1) в виде
кладки толщиной 25—40 см из эффективного кирпича или легких кера-
мических и бетонных камней с поэтажным опиранием на перекрытия;
17—59
265
2) из легкобетонных панелей толщиной 20—30 см или многослойных
панелей толщиной 12—20 см, состоящих из плоских или профилиро-
ванных обшивок (асбестоцементных, металлических, пластмассовых),
эффективного утеплителя и пароизоляции, с тонкой внешней облицов-
кой из керамических плиток, естественного камня или с защитным цвет-
ным покрытием; 3) в виде витражей из стекла и непрозрачных листо-
вых обшивок, заполняющих легкий каркас, подвешенный к несущим
конструкциям здания на каждом этаже или через несколько этажей.
Применяют различные схемы панельных стен: а) из горизонтальных
панелей-перемычек; б) из вертикальных панелей-простенков и подокон-
ных вставок; в) из панелей на этаж, в том числе каркасно-филенчатых
с глухими и остекленными участками. Панели прикрепляют к перекры-
тиям и колоннам по двум—четырем сторонам или в отдельных точках
(с передачей нагрузки от веса панели на верхнее или нижнее перекры-
тие). Для герметизации стыков панелей используют мастики и профили
(прокладки, накладки, трубки).
Для внутренних стен и перегородок применяют: 1) кладку толщи-
ной 10—25 см из эффективного кирпича, гипсовых плит, при необходи-
мости с внутренним слоем звукоизоляции; 2) легкобетонные панели
толщиной 6—20 см; 3) многослойные панели (или собираемые на мес-
те многослойные перегородки с легким каркасом) из гипсо- и древесно-
волокнистых, асбестоцементных, металлических обшивок с внутренним
слоем из легкого материала с высокими звукопоглощающими свойст-
вами.
Ненесущие стены влияют в той или иной степени на работу несущей
системы, хотя это и не предусмотрено соответствующим конструирова-
нием и расчетом, с другой стороны, они подвергаются неблагоприятно-
му воздействию вынужденных перемещений, обусловленных деформа-
циями несущего каркаса от внешних нагрузок и изменений температу-
ры. Такое воздействие приводит к местным повреждениям стен и
снижает их эксплуатационные качества.
В последние годы для зданий большой высоты разработан принци-
пиально иной подход к конструктивному оформлению наружных стен.
Построены здания, в которых обетонированные и облицованные внеш-
ние колонны и ригели каркаса выполняют роль простенков и перемычек
наружной стены. Применены решения с включением стеновых элемен-
тов в работу несущей системы, особенно при ветровых нагрузках.
Перекрытия выполняют в здании несущие и ограждающие функции
и состоят (см. [1], [2], [3], [19]): из несущей части; многослойной» пола,
включающего обычно покрытие, основание и звукоизолирующий слой;
подвесного потолка, если он необходим для скрытого размещения ин-
женерных коммуникаций, улучшения вида помещений, повышения огне-
стойкости перекрытия.
В несущей части перекрытия по стальным балкам применяют: 1) мо-
нолитные плоские железобетонные плиты — балочные пролетом 2—4 м
и опертые по контуру пролетом 4—6 м, иногда с обетонированием сталь-
ных балок; 2) сборные железобетонные панели и настилы, плоские
(сплошные и многопустотные) пролетом до 6 м и ребристые (в том чис-
ле типа Т и 2Т) пролетом до 9—12 м.
Чтобы обеспечить совместную работу сборных железобетонных па-
нелей и настилов при вертикальных нагрузках и создать жесткие гори-
зонтальные диски в несущей системе здания, панели и настил должны
быть соединены между собой и с ригелями стальными связями и бето-
ном замоноличивания с устройством в настилах бетонных шпонок.
В зарубежном строительстве (см. [6], [19]) часто используются мо-
266
Рис. 18.5. Сплошные фундаменты на естественном основании
а— плитный плоский; б—плитный ребристый; в — коробчатый; г—плитный с вырезом? д*-плит-
ный с вырезом; д — плитный переменной толщины; / — колонна;. 2 —ствол жесткости
нолитные плиты из легкого бетона по стальному профилированному на-
стилу, выполняющему роль опалубки и арматуры. Чтобы улучшить
связь между бетоном и настилом, на боковых гранях волн настила соз-
даются местные выступы, работающие как шпонки. Такая конструкция
перекрытия имеет относительно небольшой вес, но требует увеличен-
ного расхода стали (масса 1 м2 настила равна 15—20 кг).
Для создания удобных условий осмотра, ремонта, замены оборудо-
вания и инженерных коммуникаций применяют сборно-разборные пере-
городки, съемные панели перекрытий или подвесных потолков. Приме-
ры согласования инженерных коммуникаций и строительных конструк-
ций приведены в [19].
В конструктивном решении многоэтажных зданий следует использо-
вать преимущественно сборные ограждающие элементы возможно
меньшей массы, чтобы снизить нагрузки на несущие конструкции, фун-
даменты и основания.
Основания и фундаменты воспринимают нагрузки от всего здания
и оказывают большое влияние на его надежность и эксплуатационную
пригодность. Выбор фундамента определяется инженерно-геологически-
ми условиями, конструктивной схемой здания, схемой приложения и
значениями нагрузок, эксплуатационными требованиями и ограниче-
ниями.
Отдельно стоящие фундаменты и перекрестные ленты на естествен-
ном основании в многоэтажных зданиях используют относительно ред-
ко при сравнительно невысоких нагрузках и малодеформативных проч-
ных грунтах. Как правило, на естественном основании устраивают
сплошные железобетонные фундаменты (рис. 18.5): а) плитные плоские
толщиной 1—3 м; б) плитные ребристые с меньшей толщиной плиты, но
более трудоемкие в исполнении; в) коробчатые одно- и многоярусные.
Иногда в плите делают вырезы, меняют ее толщину в зависимости от
действующих нагрузок (см. рис. 18.5, г, д). Глубина заложения фунда-
мента зависит от геологических и архитектурно-конструктивных усло-
вий, в частности, от общего решения подземной части здания и состав-
ляет обычно 4—6 м, достигая в отдельных случаях 15—25 м.
В свайных фундаментах обычно применяют забивные железобетон-
ные сваи или, при больших нагрузках, буровые набивные бетонные и
железобетонные сваи с уширенной пятой или заглубленные в материко-
вый грунт. Верхние концы свай объединяются плитным (реже балоч-
ным) ростверком, обеспечивающим более равномерную их работу. Опи-
рание вышерасположенных конструкций на ростверк осуществляется
аналогично опиранию на железобетонную плиту.
В протяженных зданиях, а также в зданиях, состоящих из различ-
17*
267
ных по высоте или по конструктивной схеме частей, могут потребовать-
ся деформационные швы: температурно-усадочные, осадочные, анти-
сейсмические.
Деформационные швы устраивают разрезкой надфундаментных кон-
струкций в вертикальной плоскости с установкой по обе стороны шва
парных колонн, ригелей (при необходимости — парных внутренних
стен), а в осадочном шве — и разрезкой фундаментов, если это конст-
руктивно приемлемо. В противном случае осадочный шов осуществляет-
ся без парных конструкций с помощью шарнирного опирания перекры-
тий (шарнирная вставка) на колонны, имеющие самостоятельные фун-
даменты, и устройства в стенах, в пределах шага этих колони, податли-
вых стыков для компенсации перекоса стен при разных осадках фунда-
ментов.
Деформационные швы усложняют конструкцию, требуют тщательно-
го выполнения и регулярного наблюдения для сохранения эксплуата-
ционных качеств конструкции (внешний вид, надлежащие изоляцион-
ные свойства, свободная компенсация перемещений). Поэтому, если
шов не предписан нормами, надо проверить технико-экономическую
целесообразность его устройства. Так, в протяженных зданиях со сталь-
ным каркасом во многих случаях более рационально учесть дополни-
тельные усилия в конструкциях, но отказаться от температурно-усадоч-
ных швов (кроме временных швов на стадии строительства, например,
при бетонировании монолитных перекрытий). Опирая все здание, даже
разновысокое, на сплошную фундаментную плиту, иногда удается без
больших дополнительных затрат существенно снизить неравномерность
перемещений основания и удовлетворить предельно допустимым значе-
ниям разности осадок, крена, прогиба или выгиба здания.
4. Экономические требования
Экономические требования должны учитываться при проектирова-
нии возможно более полно. В общем случае необходим анализ затрат
на строительство здания (включая стоимость материалов, изготовления,
перевозки, монтажа конструкций и инженерного оборудования), на его
функциональную и техническую эксплуатацию, затрат на отчуждение
территории, городские сети и коммуникации, а также оценка ожидае-
мого эффекта от сокращения сроков строительства и более раннего вво-
да здания в эксплуатацию.
С учетом данных, приведенных в [6], [23], стоимость в деле зданий
высотой 30—50 этажей имеет примерно следующую структуру:
фундаменты . . ............................................6—14%
стальной каркас............................................16—24%
железобетонные плиты перекрытий . . ...................... 5—9%
стены, лестницы........................ 12—20%
отделка (полы, потолки, поверхность стен)..................8—16%
системы инженерного обслуживания (лифты, отопление, конди-
ционирование, водопровод и др.)............................ 30—40%
С увеличением этажности относительная стоимость частей здания
перераспределяется: для стен, лестниц, отделки она уменьшается, для
систем инженерного обслуживания незначительно увеличивается, для
несущих конструкций резко возрастает. Так, с увеличением числа эта-
жей от 40 до 80 стоимость каркаса увеличивается в среднем на 50—70%
и составляет около одной трети стоимости здания. Следовательно, ра-
циональность конструктивной системы может оказать решающее влия-
268
ние на экономичность здания в целом, особенно при большой его вы-
соте.
Тип конструктивной системы, материал и конструктивные решения
несущих элементов выбираются на основе технико-экономического
сравнения сопоставимых вариантов с учетом конкретных условий строи-
тельства и «Технических правил по экономному расходованию основ-
ных строительных материалов».
ГЛАВА 19. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
ПРОЕКТИРОВАНИЯ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
МНОГОЭТАЖНОГО ЗДАНИЯ
§ 1. ПОСЛЕДОВАТЕЛЬНОСТЬ ПРОЕКТИРОВАНИЯ,
УЧЕТ ТРЕБОВАНИЙ ЭКОНОМИЧНОСТИ,
ТЕХНОЛОГИЧНОСТИ ИЗГОТОВЛЕНИЯ И МОНТАЖА
Проектирование несущих стальных конструкций многоэтажного
здания ведется в определенной последовательности:
выбор конструктивной системы здания, материала несущих конст-
рукций, определение нагрузок и воздействий;
компоновка конструктивной системы, выбор типов сечений, завод-
ских и монтажных соединений, узлов;
выбор расчетных схем, определение внутренних усилий в системе и
ее перемещений;
подбор сечений, проверка прочности, устойчивости, жесткости эле-
ментов и системы в целом;
конструирование и расчет соединений и узлов;
разработка чертежей (планы, разрезы, узлы конструкций на стадии
КМ, монтажные схемы и деталировка отправочных элементов на стадии
КМД).
В конструктивной системе есть много возможностей для инженерно-
го поиска рациональных решений, отвечающих критерию минимальной
стоимости и обеспечивающих сокращение расхода стали, снижение
трудоемкости изготовления и монтажа и быстроту возведения. Комп-
лексный подход к созданию оптимальной конструктивной формы метал-
лических конструкций является отличительной чертой советской школы
проектирования [14].
Сокращение расхода стали достигается: 1) выбором наилучшего со-
четания марок сталей для несущей системы, в том числе сталей повы-
шенной и высокой прочности, если это не противоречит требованиям
устойчивости и жесткости и не приводит к увеличению стоимости;
2) использованием рациональных профилей проката, в частности широ-
кополочных двутавров и тавров, тонкостенных прокатных и гнутых про-
филей; 3) применением прогрессивных конструктивных решений узлов,
элементов и систем в целом (в частности, предварительно-напряжен-
ных, висячих, смешанных, комбинированных); 4) оптимизацией компо-
новочной и статической схемы конструкций по ее конфигурации, основ-
ным размерам и планировочным параметрам, соотношению жесткостей
для наилучшего распределения усилий и материала в системе; 5) опти-
мизацией элементов по их очертанию, соотношению размеров, форме
сечения с целью наилучшего распределения материала в элементе;
6) уточнением расчетных схем и методов расчета конструкций.
269
Более низкая трудоемкость изготовления и монтажа обеспечивается
прежде всего применением типовых и унифицированных конструкций;,
технологичных заводских и монтажных соединений. При этом необхо'
димо стремиться к наибольшей целесообразной повторяемости однотип
ных элементов и сопряжений в проектируемой системе, а также первич-
ных деталей, из которых изготовляются конструкции (при возможно
меньшем общем числе деталей).
Конструктивное решение должно отвечать монтажным требованиям
[20], [21], простоте, удобству, высокой скорости и безопасности монта-
жа, обеспечивая беспрепятственный подъем и установку в проектное
положение, быструю выверку и закрепление монтажных элементов.
Конструкция в целом и ее членение на монтажные элементы и блоки
должны быть приспособлены к проектируемому методу монтажа (по-
элементному, плоскими и пространственными блоками, подъемом пере-
крытий и этажей) и техническим возможностям монтажных кранов и
подъемников. Например, приставные краны можно использовать при
монтаже конструкций зданий высотой 150—160 м, относительно неболь-
шой ширины с вертикальными стенами без уступов, тогда как само-
подъемные краны не накладывают таких ограничений.
Следует обратить серьезное внимание на обеспечение геометричес-
кой неизменяемости и устойчивости конструкций, а также на восприя-
тие нагрузок в процессе монтажа, используя постоянные, а иногда и
временные монтажные связи (в плоскости колонн, диафрагм, перекры-
тий) в зависимости от планируемого согласования уровня крановой
сборки с уровнями бетонирования или замоноличивания дис-
ков перекрытий, диафрагм и стволов жесткости.
Таблица 19.1. Рекомендуемые марки стали § 2. ВЫБОР МАТЕРИАЛА НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИИ Марки стали для несущих конструкций многоэтажных зда- ний следует выбирать, сообразу- ясь с условиями изготовления,
Класс Марка Толщина проката, мм
С38/23 ВСтЗпсб, ВСтЗспб 5—25
ВСтЗГпсб 5—30 возведения и работы конструк- ций, с учетом требований СНиП и ГОСТов. Для элементов сварных кон- струкций, работающих преиму- щественно на растяжение и из-
18пс 4—20
09Г2С 61 — 160
С44/29 09Г2С 21—60 гиб при статической нагрузке, рекомендуемые марки стали и
10Г2С1 61—160 толщина проката (для двутавров и швеллеров — толщина полки) приведены в табл. 19.1. Для упомянутых выше конст- рукций при отсутствии сварных соединений, а также для свар- ных конструкций, работающих преимущественно на сжатие при
С46/33 09Г2С 4—20
10Г2С1 4—60
14Г2 4—32
С52/40 10Г2С1 термоупроч- ненная 10—40 статической нагрузке, можно ис- пользовать марки стали по табл. 19.1, а также стали марок ВСтЗкп2 с толщиной проката 4— 160 мм и 18кп с толщиной про-
14Г2АФ 4—50
270
ката 4—40 мм. Категорию стали, определяющую состав нормируемых
показателей свойств, включая ударную вязкость, уточняют в зависимо-
сти от конкретных условий ее работы, в том числе климатических.
Выбирая толщину проката, нужно учитывать возможности его обра-
ботки при изготовлении конструкций, а также понижение механических
свойств в прокате больших толщин, в частности для малоуглеродистых
сталей, следует принимать расчетное сопротивление по пределу текуче-
сти при толщине 31—40 мм 7? = 190 МПа, при толщине свыше 40 мм
7?=17ОМПа.
При конструировании жестких рамных узлов, фланцевых стыков,
применении составных сечений из толстолистовой стали следует считать-
ся с резким ухудшением свойств проката при растяжении в направлении
толщины листа (снижение расчетного сопротивления до 0,57? по преде-
лу текучести), а также с возможным расслоением, требуя при необходи-
мости более полного контроля используемого при изготовлении проката.
§ 3. НАГРУЗКИ И ВОЗДЕЙСТВИЯ
Нагрузки и воздействия на многоэтажные здания определяются на
основании задания на проектирование, глав СНиП [15], [16], руководств
и справочников [10], [11], [12].
1. Постоянные нагрузки
Постоянные нагрузки практически не изменяются во времени и по-
этому учитываются во всех вариантах загружения для рассматриваемой
в расчете стадии работы конструкции.
К постоянным нагрузкам относятся: вес* несущих и ограждающих
конструкций, вес и давление грунтов, воздействия предварительного на-
пряжения конструкций. Постоянными можно считать условно и нагрузки
от веса стационарного оборудования и инженерных коммуникаций, имея,
однако, в виду, что в некоторых условиях (ремонт, перепланировка) они
могут изменяться.
Нормативные значения постоянных нагрузок определяются по дан-
ным о весе готовых элементов и изделий или вычисляются по проектным
размерам конструкций и плотности материалов (табл. 19.2) (плотности,
равной 1 кг/м3, соответствует удельный вес, равный 9,81 Н/м3«
«0,01 кН/м3).
Нагрузка от веса несущих стальных конструкций. Эта нагрузка зави-
сит от вида и размеров конструктивной системы, прочности используе-
мой стали, приложенных внешних нагрузок и других факторов.
Нормативная нагрузка (кН/м2 площади перекрытий) от веса несу-
щих конструкций из стали класса С38/23 приближенно равна
£«0,1 +0,03 (? +^<7(3 (1 +0,01/7). (19.1)
где Н, L — высота и меньший из габаритных размеров здания в плане, м; q — норма-
тивное значение суммы постоянной (кроме веса несущих конструкций) и вертикальной
временной нагрузок на здание, отнесенной к площади всех перекрытий, ориентировочно
<7«6...1О кН/м2; qo — скоростной напор ветра для района строительства, принимаемый
* Большинство нагрузок создается весом тел, т. е. вызываемой земным притяже-
нием силой, с которой неподвижное относительно Земли тело действует на опору или
на подвес. Международная система единиц физических величин (СИ), в которой одной
из основных является единица массы, а не силы (как в системе МК.ГСС), не отменяет
понятия о «весе» как физической величине. Поэтому появление терминов, подобных
«нагрузка от собственной массы», не вызвано необходимостью.
271
Таблица 19.2. Плотность материалов для несущих и ограждающих конструкций
Материал Плотность, кг/м3 Материал Плотность» кг/м3
Бетоны, растворы (штукатурки) Металлы
1. Тяжелый бетон на гра- 2300 9. Алюминиевые сплавы 2700
10. Сталь Изоляционные материалы 7850
вии или щебне из природ-
ного камня 600—1800 и изделия
2. Легкий бетон на порис- 11. Особо легкий бетон, по- 300—500
том заполнителе (керамзи- ризованный или ячеистый
то-, перлито-, шлакобетон 12. Пенополистирол 40
и др.) 13. Пенополиуретан 40; 60; 80
3. Раствор: 14. Пеностекло 200; 300; 400
цементно-песчаный 2000 15. Стекловолокнистые 50; 75
известково-песчаный 1700 плиты и маты
4. Раствор цементный с по- ристым заполнителем 1000—1400 16. Минераловатные плиты мягкие 50; 75
5. Раствор гипсовый, плиты гипсовые 1200 полужесткие и жесткие 100; 125; 150
17. Древесноволокнистые и 300—500
6. Листы гипсовые (сухая 900 цементно-фибролитовые
штукатурка) плиты
Другие материалы
Кирпичная кладка на цементно-песчайом и изделия
растворе 18. Асбестоцементные ли- 2000
7. Из сплошного кирпича, глиняного или силикатного 8. Из пустотного кирпича с 1900 1500 сты 19. Асфальтобетон 20. Линолеум поливинил- 2100 1600;1800
плотностью 1400 кг/м3 хлоридныи 21. Стекло оконное 2500
Примечания: 1. Плотность материалов дана с учетом естественной пористости, в сухом
состоянии. Для учета влажности материалов в условиях эксплуатации табличные зна-
чения следует увеличить: в пп. 1, 7, 8, 14, 18 —на 3%; в пп. 3, 5, 6, 13, 15, 16 —на
5%; в пп. 2, 4, 12 — на 10%; в пп. 11, 17 — на 15%.
2. Плотность железобетона принимается по плотности бетона, увеличенной на 100 кг/м3
(точнее, на 60 кг/м3 в расчете на 1 % содержания арматуры в бетоне).
по СНиП [15], кН/м2; &«*3,2 — для обычных рамных систем; &«1,6 — для систем с
внешней пространственной рамой и секционно-рамных систем (см. рис. 20.1); k^2 —
для связевых систем с решетчатыми стальными диафрагмами или внутренним стволом
в виде стальной пространственной фермы (см. рис. 20.2, а, б); k № 1 — для связевых
систем с внешним стволом (см. рис. 20.2, в).
При расчете ригелей и балок перекрытий учитывается часть нагрузки
g, равная (0,3+6/тэт)£ — для рамных систем, (0,2+4/maT)g— для
связевых систем, где тэт — число этажей здания, тэт>20.
Для несущих конструкций из сталей класса С38/23 с расчетным со-
противлением R и более высокого класса с расчетным сопротивлением
R' нагрузка от их веса определяется соотношением
g*=ag+(l — a)g(o,3 + O,7-^-]
\ А /
где a — доля конструкций из стали класса С38/23.
Нагрузка от веса стен и перекрытий. Нормативное значение веса
1 м2 стены, перекрытия составляет приближенно: а) для наружных стен
из облегченной кладки или бетонных панелей 2,5—5 кН/м2, из эффек-
тивных панелей 0,6—1,2 кН/м2; б) для внутренних стен и перегородок
на 30—50% меньше, чем для наружных; в) для несущей плиты пере-
крытия вместе с полом при железобетонных панелях и настилах 3—
272
5 кН/м2, при монолитных плитах из легкого бетона по стальному про-
филированному настилу 1,5—2 кН/м2; с добавлением при необходимости
нагрузки от подвесного потолка 0,3—0,8 кН/м2.
При вычислении расчетных нагрузок от веса многослойных .конструк-
ций принимают, если необходимо, свои коэффициенты перегрузки для
разных слоев.
Нагрузку от веса стен и постоянных перегородок учитывают по фак-
тическому ее положению. Если сборные элементы стен прикрепляются
непосредственно к колоннам каркаса, при расчете перекрытий вес стен
не учитывается.
Нагрузку от веса переставляемых перегородок прикладывают к эле-
ментам перекрытия в наиболее неблагоприятном для них положении.
При расчете колонн эта нагрузка обычно осредняется по площади пе-
рекрытий.
Нагрузки от веса перекрытия распределены практически равномер-
но и при расчете элементов перекрытия и колонн собираются с соответ-
ствующих грузовых площадей.
В современных многоэтажных зданиях со стальным каркасом интен-
сивность суммы нормативных нагрузок от веса стен и перекрытий, отне-
сенная к 1 м2 перекрытий, ориентировочно равна 4—7 кН/м2. Отношение
всех постоянных нагрузок здания (включая собственный вес стальных
конструкций, плоских и пространственных ферм жесткости) к его объе-
му изменяется в пределах от 1,5 до 3 кН/м3.
2. Временные нагрузки
Временные нагрузки на перекрытия. Нагрузки на перекрытия, обу-
словленные весом людей, мебели и подобного легкого оборудования, ус-
танавливаются в СНиП [15] в виде эквивалентных нагрузок,' равномерно
распределенных по площади помещений. Их нормативные значения для
жилых и общественных зданий составляют: в основных помещениях
1,5—2 кН/м2; в залах 2—4 кН/м2; в вестибюлях, коридорах, лестницах
3—4 кН/м2, а коэффициенты перегрузки — 1,3—1,4.
Согласно пп. 3.8, 3.9 СНиП [15] временные нагрузки принимаются с
учетом понижающих коэффициентов а2 (при расчете балок и риге-
лей) и т}1, q2 (при расчете колонн и фундаментов). Коэффициенты -qb т]2
относятся к сумме временных нагрузок на нескольких перекрытиях и
учитываются при определении продольных сил. Узловые изгибающие
моменты в колоннах следует принимать без учета коэффициентов тр, q2
так как основное влияние на изгибающий момент оказывает временная
нагрузка на ригелях одного, примыкающего к узлу перекрытия.
Рассматривая возможные схемы расположения временных нагрузок
на перекрытиях здания, в проектной практике обычно исходят из прин-
ципа наиболее неблагоприятного загружения. Например, для оценки наи-
больших пролетных моментов в ригеле рамной системы учитывают
схемы шахматного расположения временных нагрузок, в расчете рам,
стволов жесткости и фундаментов принимают во внимание не только
сплошное загружение всех перекрытий, но и возможные варианты час-
тичного, в том числе одностороннего, загружения. Некоторые из таких
схем очень условны и приводят к неоправданным запасам в конструк-
циях и основаниях.
Снеговая нагрузка, определяемая по указаниям СНиП [15], имеет в
основном значение для конструкций покрытия многоэтажного здания и
мало влияет на суммарные усилия в ниже расположенных конструкциях.
Ветровая нагрузка. Работа конструкций многоэтажного здания, их
273
жесткость, прочность и устойчивость существенно зависят от правиль-
ности учета ветровой нагрузки.
Согласно [11], [15] расчетное значение статической составляющей
ветровой нагрузки, кН/м2, определяется по формуле
qc = qonkz с = q (z) с, (19-2)
где q$ — скоростной напор, кН/м2, на высоте 10 м над поверхностью земли; и=1,2—
коэффициент перегрузки для зданий; kz — коэффициент изменения скоростного напора,
зависящий от высоты z над поверхностью земли и типа местности; с — аэродинамичес-
кий коэффициент; q(z}=q^nk1 — расчетный скоростной напор на уровне г.
Рис. 19.1. Нормативная и эквивалентные
(7, 2) эпюры коэффициента ks
Рис. 19.2. Схема ветровой нагрузки
на здание
В практических расчетах (см. [2], [18]) нормативную эпюру коэффи-
циента kz заменяют трапециевидной с нижней и верхней ординатами ka.
kB, определяемыми из условий эквивалентности эпюр по моменту и по-
перечной силе в нижнем сечении здания. С погрешностью не более 2%
ординату kK можно считать фиксированной и равной нормативной (1 —
для местности типа А; 0,65 — для местности типа Б), а для kB принимать
в зависимости от высоты здания и типа местности следующие значения:
Н, м ... 10 20 40 60 100 200 350
тип А ... 1 1,14 1,48 1,77 2,19 2,89 3,6
тип Б 0,65 0,8 1,43 1,88 2,7 3,58
Ордината на уровне z: k3z=kH+ (ka—ka)-^-. В здании ступенчатой
н
формы (рис. 19.1) нормативная эпюра приводится к трапециевидной по
отдельным зонам разной высоты, отсчитываемой от низа здания. Воз-
можны способы приведения и с иным членением здания на зоны.
При расчете здания в целом статическая составляющая ветровой на-
грузки, кН, в направлении осей х и у (рис, 19.2) на 1 м высоты опреде-
ляется как результирующая аэродинамических сил, действующих в этих
направлениях, и выражается через коэффициенты общего сопротивления
274
Таблица 19.1. Коэффициент общего сопротивления сх при (3 = 0
zz/£ 0,25 0,5 1 2 5 10
0,25 1,1 1,1 1,1 1,1 1,2 1,2
0,5 1,1 1,2 1,2 1,3 1,4 1,4
1 1,2 1,25 1,3 1,3 1,4 1,5
2 1,2 1,2 1,25 1,3 1,4 1,4
4 1,1 1,2 1,25 1,25 1,3 1,3
сх, Су и горизонтальные размеры В, L проекций здания на плоскости,
перпендикулярные соответствующим осям:
9^ = 9(z)cx-lB, (19.3)
9>9(?)^-И-
Для зданий призматической формы с прямоугольным планом при
угле скольжения р=0 коэффициент су=0, а сх определяется по
табл. 19.1, составленной с учетом данных зарубежных и отечественных
исследований и норм.
Если р=90°, то Сх=0, а значение су находят по той же таблице, по-
меняв местами обозначения В, L на плане здания.
При ветре под углом р=45° значения сх, су приведены в виде дроби
в табл. 19.2, при этом более длинной считается сторона плана В, пер-
пендикулярная оси х. Вследствие неравномерного распределения дав-
ления ветра на стены при р=45° и B/L^2 следует учитывать возмож-
ный аэродинамический эксцентриситет в приложении нагрузки qx, пер-
пендикулярной более длинной стороне, равный 0,15 В, и сответствую-
щий крутящий момент с интенсивностью, кН • м на 1 м высоты
^ = £•0,155 = 0,159(2)^ 5?,
где сх принимается по табл. 19.4.
Если на здании есть лоджии, балконы, выступающие вертикальные
ребра, к нагрузкам qcx, qy следует добавить силы трения на обеих сте-
нах, параллельных оси х, у, равные:
при р = 0 Д<7^ = 0,1^ (г) В;
при р = 90° Д£ = 0,1 9 (г) В.
При угле р=45° эти силы действуют только в плоскости наветренных
стен, и вызываемые ими крутящие моменты с интенсивностью zn"p=
=0,05*7 (2) LB уравновешиваются. Но если одна из наветренных стен
гладкая, момент т"р от сил трения на другой стене нужно учесть. Ана-
логичные условия возникают при
Р«5^.10°(д£->0), р« 80...85°(д£->0).
Таблица 19.2. Коэффициент общего сопротивления сх!су при Р = 45°
В/L - HJL 0,25 0,5 1 2 5 10
1 0,9/0,9 0,9/0,9 1/1 1/1 1,1/1,1 1,1/1,1
4 1/1 1,1/1 1,2/1 1,2/1 1,2/1 1,2/1
275
Рис. 19.3. Изменение мгновенных значений
скорости ветра во времени
Если геометрический центр
плана здания не совпадает с цен-
тром жесткости (или центром
кручения) несущей системы, в
расчете необходимо учесть допол-
нительные эксцентриситеты при-
ложения ветровых нагрузок.
Ветровую нагрузку на элемен-
ты наружной стены, ригели свя-
зевых и рамно-связевых систем,
1 — плотность распределения пульсаций скорости ПСрСДЗЮЩИС ДЗВЛСНИС ВСТрЯ ОТ
наружной стены на диафрагмы
и стволы жесткости, определяют по формуле (19.2), пользуясь коэффи-
циентами давления с+, с~ (положительное давление направлено
внутрь здания) и нормативными значениями kz. Коэффииценты давле-
ния для зданий с прямоугольным планом (с некоторым уточнением дан-
ных СНиП [15]):
при Р= 0 с+==0,8; сх — 0,8 —
при 6 = 90° c,j" = 0,8; с“ = 0,8—с:
«г У is
при В = 45° с+= с+= 0,5; сТ = 0,5— сх ; с“^0,5— с ,
* ’ 'А- Аг ' у у
где сх, Су учитываются для соответствующих значений р.
В случае р=0 для обеих стен, параллельных потоку ветра, прини-
маются значения с“ равные:
при H/L 0,25 0,5 1 >2
» B/L<1 —0,4 —0,5 —0,6 —0,7
» B!L>2 —0,5 —0,6 —0,7 —0,8
Эти же данные используют при 0=90° для с“, поменяв местами обо-
значения В, L на плане здания.
Для расчета того или иного элемента следует выбрать наиболее не-
благоприятные из приведенных значений с+ и с~ и увеличить их по абсо-
лютной величине на 0,2 для учета возможного внутреннего давления в
здании. Необходимо считаться с резким возрастанием отрицательных
давлений в угловых зонах зданий (см. п. 6.10 СНиП [15]), где с~——2,
особенно при расчете облегченных стен, стекла, их креплений; при этом
ширину зоны по имеющимся данным следует увеличить до 4—5 м, но не
более 7ю длины стены.
Влияние окружающей застройки, усложнения формы зданий на аэро-
динамические коэффициенты устанавливается экспериментально.
При действии ветрового потока возможны: 1) боковое раскачивание
аэродинамически неустойчивых гибких зданий . (вихревое возбуждение
ветрового резонанса зданий цилиндрической, призматической и слабо
пирамидальной формы; галопирование зданий плохо обтекаемой формы,
связанное с резким изменением боковой возмущающей силы при малых
изменениях направления . ветра и с неблагоприятным соотношением
жесткостей здания при изгибе и кручении), см. гл. 25 в [13] и руководст-
во [11]; 2) колебания здания в плоскости потока при пульсационном
воздействии порывистого ветра. Колебания первого типа могут быть бо-
лее опасными, особенно при наличии соседних высоких зданий, но ме-
тоды их учета разработаны недостаточно и для оценки условий их воз-
никновения необходимы испытания крупных аэроупругих моделей.
276
Динамическая составляющая ветровой нагрузки при колебаниях зда-
ния в плоскости потока зависит от изменчивости пульсаций скорости
vn, характеризуемой стандартом ov (рис. 19.3). Скоростной напор ветра
в момент времени t при плотности воздуха р
Q (О = “7~ Р (о 4" уп)" ~ ~7~ Р^2 (1 "1-=5“) = (1 +
2 2 \ v }
1 - 2оп
где ?б == “7 РУ- “ статическая составляющая; т — —=—— коэффициент пульсации.
В [11], [15] для учета крайних значений пульсаций принято оп=2,5о0,
что соответствует (при нормальной функции распределения) вероятно-
сти превышения принятой пульсации в произвольный момент времени
около 0,006.
Наибольший вклад в динамические усилия и перемещения вносят
пульсации, частота которых близка или равна частоте собственных ко-
лебаний системы. Возникающие инерционные силы и определяют дина-
мическую составляющую ветровой нагрузки, учитываемую согласно
СНиП [15] для зданий высотой более 40 м в предположении, что форма
собственных колебаний здания описывается прямой линией,
(19-4)
где <?в, /пв—статическая доставляющая ветровой нагрузки и коэффициент пульсации
скоростного напора для верха здания; £i — коэффициент динамичности, зависящий от
периода 7\ первой формы собственных колебаний и логарифмического декремента; V —
понижающий коэффициент (для высотных зданий около 0,4—0,6), учитывающий слу-
чайный характер распределения пульсаций и соответствующих аэродинамических сил на
поверхностях зданий больших размеров; х— коэффициент формы собственных колеба-
ний, одновременно учитывающий повышение коэффициента пульсации от верха здания
к поверхности земли; изменяется от 0 при z=0 до 1,36 при z=H.
Поскольку погрешность в оценке 7*1 незначительно влияет на |i, мож-
но рекомендовать для. стальных рамных каркасов 7\«0,1/пет, для свя-
зевых и рамно-связевых каркасов с железобетонными диафрагмами и
стволами жесткости Тi а; 0,06 /пэт, где тзт — число этажей здания.
Пренебрегая небольшими отклонениями коэффициента формы х от
прямой линии, для суммарной ветровой нагрузки (статической и дина-
мической) в зданиях постоянной ширины принимают трапециевидную
эпюру, ординаты которой:
при 2 = Я <7В = <7в + ^ = ?В (1 + 1,36тв^у)#
при 2 = 0 <7н = 4н-
В зависимости от рассматриваемого направления ветра, принятых
для qc значений (расчетные, нормативные) и размерностей (кН/м2,
кН/м) получают соответствующие суммарные нагрузки.
Ускорение горизонтальных колебаний верха здания, необходимое
для расчета по второй группе предельных состояний (гл. 19, § 4), опре-
деляется делением нормативного значения динамической составляющей
(без учета коэффициента перегрузки) на соответствующую массу. Если
расчет ведется на нагрузку qx> кН/м (рис. 19.2), то
1,36(7°
' ' Л-Ja о
-с , „ mBL , ,
где с В; М — —— —масса, отнесенная к 1 м высоты здания; h — сред-
" ° V -О Л ty
няя высота этажа.
277
Значение т оценивается делением постоянных нагрузок и 50% вре-
менных вертикальных нагрузок, отнесенных к 1 м2 перекрытия, на уско-
рение свободного падения.
Ускорения от нормативных значений ветровой нагрузки превышаются
в среднем раз в пять лет. Если признается возможным снизить период
повторяемости до года (или месяца), то к значению нормативного ско-
ростного напора q0 вводится коэффициент 0,8 (или 0,5).
Сейсмические воздействия. При строительстве многоэтажных зданий
в сейсмических районах несущие конструкции необходимо рассчитать
как на основные сочетания, состоящие из обычно действующих нагрузок
(включая ветровую), так и на особые сочетания с учетом сейсмических
воздействий (но исключая ветровую нагрузку). При расчетной сейсмич-
ности более 7 баллов расчет на особые сочетания нагрузок является,
как правило, определяющим.
Расчетные сейсмические силы и правила их совместного учета с дру-
гими нагрузками принимаются по СНиП [16]. С увеличением периода
собственных колебаний здания сейсмические силы, в отличие от динами-
ческой составляющей ветровой, нагрузки, снижаются или не изменяют-
ся. Для более точной оценки периодов собственных колебаний при уче-
те сейсмических воздействий можно использовать способы, изложенные
в [2], [4], [11], [12].
Температурные воздействия. Изменение температуры окружающего
воздуха и солнечная радиация вызывают температурные деформации
элементов конструкции: удлинение, укорочение, искривление.
На стадии эксплуатации многоэтажного здания температура внут-
ренних конструкций практически не изменяется. Сезонный и суточные
изменения температуры наружного воздуха и солнечной радиации влия-
ют прежде всего на наружные стены. Если их прикрепление к каркасу
не препятствует температурным деформациям стены, каркас не будет
испытывать дополнительных усилий. В случаях, когда основные несу-
щие элементы (например, колонны)- частично или полностью вынесены
за грань наружной стены, они непосредственно подвергаются темпера-
турным климатическим воздействиям, которые необходимо учесть при
проектировании каркаса.
Температурные воздействия на стадии возведения или принимают
с грубыми допущениями из-за неопределенности температуры замыка-
ния конструкций, или пренебрегают ими, учитывая снижение во време-
ни вызванных ими усилий вследствие неупругих деформаций в узлах и
элементах несущей системы.
Влияние температурных климатических воздействий на работу не-
сущей системы в многоэтажных зданиях с металлическим каркасом
изучено недостаточно.
§ 4. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ
состояниям
Предельные состояния в зависимости от их влияния на эксплуатаци-
онную пригодность конструкций и оснований подразделяются на две
группы:
первая группа — по потере несущей способности и (или) непригод-
ности к эксплуатации;
вторая группа — по непригодности к нормальной эксплуатации.
278
1. Первая группа предельных состояний
Потеря устойчивости положения проверяется для здания в целом.
Необходим расчет на опрокидывание здания при неблагоприятном соче-
тании максимально возможной горизонтальной нагрузки с вертикальной
нагрузкой (минимальной, полной или частичной). При этом моменты
от вертикальных нагрузок следует определять с учетом влияния крена
фундамента и общей деформации несущей системы.
Эта проверка сочетается с анализом несущей способности основания,
с тем чтобы исключить опрокидывание фундамента и его сдвиг (по по-
дошве и глубинный).
Потеря устойчивости формы равновесия проверяется в соответствии
с требованиями СНиП [17] для конструктивной системы в целом, отдель-
ных ее элементов и частей (например, диафрагмы, яруса колонн) с
привлечением методов строительной механики.
Расчетные длины элементов устанавливаются, как правило, из анали-
за упругой устойчивости системы при узловой вертикальной нагрузке.
Для уточнения внутренних усилий в системе иногда используется ее рас-
чет по деформированной схеме, соответствующей реально распределен-
ным расчетным вертикальным и горизонтальным нагрузкам.
Проверка прочности конструкций выполняется для их расчетных
сечений по всем элементам, узлам, соединениям. В соответствии со
СНиП [17] учитывается упругая или (при известных ограничениях) уп-
ругопластическая работа материала. В необходимых случаях вводятся
коэффициенты условий работы.
2. Вторая группа предельных состояний
По второй группе предельных состояний несущие конструкции рас-
считывают, чтобы ограничить перемещения и колебания, затрудняющие
условия жизни и деятельности людей, нормальную эксплуатацию тех-
нических устройств (например, лифтов), снижающие долговечность и
эксплуатационные качества ограждающих конструкций (внешний вид,
звуке- и теплоизоляция), влияющие на работу конструктивной системы
и ее элементов*. Предельно допустимые значения перемещений и харак-
теристик колебаний устанавливаются нормами или технологическим
заданием.
При проектировании необходимо проверить: а) вертикальные стати-
ческие прогибы элементов перекрытий в соответствии с требованиями
СНиП [17]; б) динамические перемещения конструкций, возбуждаемые
при работе оборудования, по требованиям санитарных норм; в) общий
горизонтальный прогиб конструктивной системы и перекос отдельных
ее ячеек; г) линейные горизонтальные ускорения колебаний, вызывае-
мых действием ветра.
Проверка горизонтального прогиба верха здания А от статической
составляющей нормативной ветровой нагрузки служит инженерной оцен-
кой общей жесткости несущей системы, а также косвенно ограничива-
ет возможное неблагоприятное влияние ее деформированной схемы на
внутренние усилия. В главе СНиП П-23-81 «Стальные конструкции»
установлено предельно допустимое значение прогиба в долях от высо-
ты здания [А/Я] = 1/500, при этом расчетный прогиб вычисляется без
учета деформаций основания и жесткости заполнения стен и перегоро-
док.
* Чистяков Е. А., Коробков В. А., Володин Г. П. О критерии деформативности кар-
касов многоэтажных зданий. — Промышленное строительство, 1980, № 9,
279
Рис. 19.4. Перекос ячеек в плоскости
связевой системы от горизонтальной
нагрузки
Перекос (точнее, тангенс угла пе-
рекоса у) ячеек между соседними ри-
гелями, колоннами, диафрагмами за-
висит от компоновки и характера ра-
боты всей несущей системы (см., на-
пример, связевую систему со сплош-
ными диафрагмами на рис. 19.4). Для
стен и перегородок, заполняющих
ячейки, перекос является вынужден-
ным деформационным воздействием,
вызывающим смещение точек их при-
крепления, изменение условий опира-
ния и размера стыковых зазоров, до-
полнительные внутренние усилия.
В результате этого в стенах и перегородках появляются трещины, рас-
страиваются стыки, разрушаются и выпадают стекла.
В главе СНиП 11-23-81 вместо ограничения перекоса установлены пре-
дельно допустимые горизонтальные отклонения каркаса в долях от вы-
соты этажа.
Ограничение перекоса зависит от свойств материала и конструктив-
ного решения стен, наличия и положения проемов, а также от предель-
но допустимого раскрытия трещин и стыков. Вследствие сложности уче-
та этих факторов применяемые на практике значения предельных пере-
косов резко различаются. В проекте главы СНиП П-23 «Стальные кон-
струкции» рекомендованы следующие значения предельного перекоса яче-
ек в зависимости от применяемых стен и перегородок:
1) стены:
а) кирпичные; из железобетонных панелей 1/500
б) облицованные естественным камнем . . . . ч * . . . 1/700
в) из керамических блоков, из стекла (витражи) ..... 1/1000
2) перегородки гипсобетонные............................... 1/700
Перекосы несущих конструкций проверяются при условии, что стены
и перегородки являются лишь заполнением и не учитываются в расчете
несущей системы на прочность и устойчивость. Расчетные значения пе-
рекосов допускается вычислять только от действия статической состав-
ляющей нормативной ветровой нагрузки, при этом предполагается, что
последствия перекосов, вызванных неравномерностью деформаций кон-
струкций от вертикальных постоянных и длительных нагрузок, можно
устранить при ремонте в начале эксплуатации здания.
В принципе конструктивное решение стен и перегородок должно быть
приспособлено к основной несущей конструкции и ее ожидаемым пере-
мещениям (правильный выбор схемы прикрепления стеновых элемен-
тов, характеристик податливости стыков). При обосновании предельных
перекосов по условиям работы внутренних стен и перегородок возможен
экономический подход к поиску оптимального ограничения перекоса,
допускающий некоторые дополнительные затраты на их ремонт, но об-
легчающий требования к жесткости несущих конструкций.
Если проектом предусмотрено взаимодействие несущих и огражда-
ющих конструкций в общей работе конструктивной системы, то необхо-
дим полный ее расчет с определением внутренних сил, проверки проч-
ности, устойчивости, раскрытия трещин, в том числе для ограждающих
элементов. В этом случае отпадает необходимость в ограничении и про-
верке перекоса ячеек.
В отечественной проектной практике последних лет линейное гори-
зонтальное ускорение колебаний здания, соответствующее нормативной
280
ветровой нагрузке, принимается не более [а]=0,1 м/с2. Реакция челове-
ка на колебания индивидуальна и зависит от частоты, амплитуды, фор-
мы и продолжительности колебаний, поэтому общее мнение о пороге
ощутимых ускорений пока не выработано. В частности, исследованиями,
проведенными в связи со строительством зданий торгового центра в
Нью-Йорке [23], была показана возможность превышения ускорения
0,1 м/с2 примерно в 1 раз в месяц, чему соответствует ветровая нагрузка
значительно меньше нормативной (см. гл. 19, § 3, п. 2).
§ 5. УЧЕТ ТРЕБОВАНИЙ К ОГНЕСТОЙКОСТИ
И КОРРОЗИОННОЙ СТОЙКОСТИ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Огнестойкость открытых стальных конструкций, как правило, не
удовлетворяет требованиям, установленным для многоэтажных жилых
и общественных зданий.
Защита стальных конструкций от огня обычно выполняется: 1) на-
пылением или оштукатуриванием цементно-песчаными или специальны-
ми растворами (с заполнителем из перлита, вермикулита, асбеста, ке-
рамического волокна) с толщиной слоя 10—60 мм; 2) облицовкой пли-
тами из асбеста, вермикулита, гипса толщиной 20—60 мм, бетонными
плитами, кирпичом.
В отдельных случаях применяется противопожарная защита сталь-
ных колонн трубчатого сечения наполнением водой, циркулирующей в
замкнутой системе [19].
Огнестойкость прочих конструкций обеспечивается выбором соответ-
ствующих материалов, необходимой толщиной изделий, обшивок, за-
щитного слоя арматуры и другими способами.
Коррозионный износ стальных конструкций многоэтажных зданий
незначителен и не оказывает существенного влияния на их долговеч-
ность. Большая часть стальных конструкций имеет мощные сечения из
достаточно толстого проката, находится внутри здания в неагрессивной
среде и. требует лишь грунтовки. Кроме того, противопожарный защит-
ный слой, нанесенный на стальные элементы, обеспечивает и антикор-
розионную их защиту.
Стальные конструкции, вынесенные на открытый воздух, места их
пересечений с наружными стенами, тротуарами необходимо защищать
от коррозии (обычно нанесением лакокрасочных покрытий с дополни-
тельной защитой узлов и пересечений) и применять для них конструк-
тивные решения с повышенной коррозионной стойкостью: слитные обте-
каемые сечения и открытые узлы, не задерживающие влагу, доступные
для очистки и окраски. В некоторых случаях для таких конструкций це-
лесообразно применять атмосферостойкие стали, не требующие защиты
от коррозии в слабоагрессивной открытой атмосфере.
ГЛАВА 20. КЛАССИФИКАЦИЯ И КОМПОНОВКА
КОНСТРУКТИВНЫХ СИСТЕМ МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
§ 1. КЛАССИФИКАЦИЯ КОНСТРУКТИВНЫХ СИСТЕМ
И ОСОБЕННОСТИ ИХ РАБОТЫ
1. Классификация
Разнообразие конструктивных систем многоэтажных зданий связан®
прежде всего с поиском рациональных схем вертикальных несущих кон-
струкций (см. гл. 18, § 3, п. 3). В зависимости от вида этих конструкций
различают:
18—59 281
1) бескаркасные системы, состоящие из пластинок (стен), оболочек
открытого и замкнутого профиля, объемных тонкостенных блоков;
2) каркасные системы, состоящие из стержней;
3) смешанные системы, состоящие из элементов бескаркасных и кар-
касных систем.
Металлические несущие конструкции применяют в каркасных и сме-
шанных системах, обеспечивающих большую свободу архитектурной
планировки и возможность ее изменения при эксплуатации здания. Кар-
касные и смешанные системы в зависимости от распределения функций
в системе для обеспечения ее пространственной жесткости и устойчиво-
сти подразделяются на а) рамные, б) связевые, в) рамно-связевые.
2. Рамные системы
Рамная система (рис. 20.1) состоит из жестко соединенных колонн
и ригелей, образующих плоские и пространственные рамы, объединен-
ные перекрытиями.
Жесткость системы определяется сопротивлением всех ее элементов,
воспринимающих вертикальные и горизонтальные нагрузки, т. е. функ-
ции обеспечения жесткости распределены равномерно между элемента-
ми системы.
Перемещения рамной системы от горизонтальных нагрузок склады-
ваются из перемещений общего изгиба, 'обусловленных продольными де-
формациями колонн .как волокон защемленной в фундаменте рамной
консоли, и перемещений сдвигового характера в виде относительных
смещений ярусов рамы, вызванных местным изгибом колонн и ригелей,
причем вклад сдвиговых смещений часто преобладает.
Элементы и узлы рамной системы трудно поддаются унификации, что
связано со значительным изменением внутренних усилий по высоте кар-
каса. Вместе с тем, рамная система обеспечивает равномерную переда-
чу нагрузок на фундамент и хорошо согласуется с архитектурно-плани-
ровочными требованиями.
Рис. 20.1. Основные рамные системы
а — обычная' б — с внешней пространственной рамой; в — секционно-рамная;
1 — колонна- 2 — ригель; 3 — плоскость одного из перекрытий; 4 — горизонтальные перемещения
рамы; 5 — плоскость внешней грани; 6— плоскость внутренней рамной стенки
282
В обычной рамной системе (рис. 20.1, а) колонны регулярно располо-
жены по всему плану здания с шагом 6—9 м и должны иметь небольшие
габариты сечений, чтобы не стеснять внутренних помещений. В такой
системе учет горизонтальных нагрузок приводит к заметному увеличе-
нию расхода стали, поэтому в зданиях высотой более 30 этажей подоб-
ные системы применяются редко. В горизонтальном прогибе верха ра-
мы сдвиговые смещения составляют около 70—90%.
Пространственная жесткость и эффективность работы рамной систе-
мы существенно повышаются при размещении колонн только по кон-
туру здания с образованием внешней пространственной рамы
(рис. 20.1,6). Впервые эта идея была реализована в проекте каркаса
Дворца Советов.
Система с внешней пространственной рамой осуществлена в США в
нескольких зданиях с прямоугольным и треугольным планом [6] высо-
той 350—400 м. Ввиду большой ширины зданий система дополнена внут-
ренними колоннами, воспринимающими только вертикальные нагрузки
от шарнирно опертых перекрытий и инженерного оборудования, т. е.
применена не в чистом виде.
Основное преимущество системы с внешней пространственной рамой
состоит в повышении ее общей изгибной жесткости, так как при распо-
ложении колонн по контуру увеличивается момент инерции горизонталь-
ного сечения каркаса, и в снижении относительной доли сдвиговых сме-
щений в общем прогибе каркаса до 30—40% в результате развития се-
чений ригелей и колонн в плоскости рамной грани и более частого рас-
положения колонн (полезная площадь помещений при этом не умень-
шается). Система отличается высокой жесткостью при кручении. Кроме
того, конструктивные элементы внешней рамы могут выполнять функции
наружной стены, и для ее устройства не нужен дополнительный каркас.
Для системы применяются и другие названия: рамная оболочка, рамная
труба.
Дальнейшим развитием рамных систем является секционно-рамная
система (рис. 20.1,в), структура которой в плане напоминает обычную
рамную систему, а составляющие ее плоские рамы решены как грани
системы с внешней рамой и имеют часто расположенные колонны (шаг
колонн меньше размера секции в плане). Жесткость этой системы по
сравнению с предыдущей повышается благодаря дополнительному со-
противлению внутренних рам. и более равномерному включению граней
внешней рамы в работу на общий изгиб. Конструкции перекрытий в пре-
делах отдельных секций опираются на рамы шарнирно, имеют пролет
до 15—20 м и в связи с этим требуют повышенного расхода стали. Раз-
личные секции системы можно завершить на разной высоте, создавая
ступенчатый объем здания без существенного усложнения конструкций.
Другие названия системы, встречающиеся в литературе: многосекцион-
ная коробчатая (оболочковая) система, пучок рамных труб. Пример осу-
ществления такой системы—109-этажное здание высотой 442 м в
США [6].
3. Связевые системы
Связевая система в чистом исполнении состоит из связевой конст-
рукции и колонн, шарнирно присоединенных к ней ригелями (рис. 20.2).
Функции обеспечения жесткости распределены в системе резко нерав-
номерно: при действии горизонтальных нагрузок практически вся жест-
кость сосредоточена в связевой конструкции, работающей по схеме за-
щемленной в фундаменте консоли. Колонны при условии шарнирного их
18*
283
Рис. 20.2. Основные связевые системы
а—с диафрагмами; б — с внутренним стволом; в—с внешним стволом; 1 — диафрагмы; 2 — ко-
лонны; 3 — колонны-пояса диафрагмы, ствола; 4 — ригели; 5 — плоскость одного из перекрытий;
6 — фрагмент расчетной схемы по внутреннему ряду колонн; 7 — горизонтальные перемещения
диафрагмы
Рис. 20.3. Сочетания основных связе-
вых систем (планы)
а—с диафрагмами и внутренним стволом;
б — то же, и внешним стволом; в—-с внут-
ренним и внешним стволом; г — с диаф-
рагмами, внутренним и внешним ствола-
ми; 1 — диафрагма; 2 — внутренний ствол;
3 — внешний ствол; 4 — колонны, воспри-
нимающие вертикальные нагрузки
присоединения к связевой конструкции настолько слабо сопротивляют-
ся горизонтальным перемещениям системы, что их вкладом в ее жест-
кость можно пренебречь. Такие колонны сжаты от вертикальных нагру-
зок перекрытий и стен. Колонны, которые входят в состав связевой
конструкции, воспринимают вертикальные и горизонтальные нагрузки,
работая в качестве ее поясов. Ригели несут непосредственно действую-
щие на них вертикальные нагрузки и испытывают небольшие продоль-
ные усилия от горизонтальных нагрузок.
284
Перемещения связевой системы от горизонтальных нагрузок опре-
деляются деформациями связевой конструкции и носят в основном изгиб-
ный характер (рис. 20.2,а), хотя при некоторых конкретных схемах свя-
зевой конструкции (диафрагмы рамного типа, фермы с относительно
податливой решеткой) возможны и значительные сдвиговые смещения.
Связевая система работает на горизонтальную нагрузку эффективнее
рамной, так как большая часть колонн освобождена от внутренних уси-
лий изгиба и требует меньшего расхода стали. Поэтому в ней проще уни-
фицировать элементы и узлы, не входящие в связевую конструкцию.
Основные связевые системы: а) с диафрагмами; б) с внутренним
стволом; в) с внешним стволом* (рис. 20.2,а—в).
Диафрагмы могут быть решены в виде плоских ферм, стенок жест-
кости (обычно железобетонных), мощных рам.
Внутренний ствол может иметь открытое или замкнутое поперечное
сечение. Если в стволе совмещают функции жесткости системы и ограж-
дения лифтовых и коммуникационных шахт, то стенки ствола целесо-
образно выполнять несущими железобетонными, воспринимающими вер-
тикальные и горизонтальные нагрузки. Возможно решение ствола в ви-
де стальной пространственной фермы или жесткой рамы.
Внешний ствол, охватывающий все здание, наиболее эффективен с
точки зрения обеспечения жесткости системы и восприятия горизонталь-
ных нагрузок. В США построено несколько зданий высотой 26—100
этажей [6] с внешним стволом в виде пространственной стальной фермы
(рис. 20.2,в), элементы которой выделены на фасаде. Внутренний кар-
кас из ригелей и центрально-сжатых колонн поддерживает перекрытия и
ненесущие стенки лифтовых шахт. В системе, состоящей из такого кар-
каса и внешней пространственной рамы, последняя выполняет роль
внешнего ствола.
Кроме основных связевых систем применяются и их разновидности,
сочетающие различные связевые конструкции (рис. 20.3). При проек-
тировании подобных систем важно установить целесообразное распре-
деление материала между связевыми конструкциями системы, отвечаю-
щее нормативным требованиям к ее жесткости и несущей способности.
В системе с внутренним и внешним стволами (рис. 20.3, в) можно уве-
личить пролет перекрытия и обойтись без внутренних колонн, передавая
все вертикальные нагрузки на связевые конструкции и обеспечивая по-
вышенную гибкость в использовании помещений; при этом внешний
ствол частично выполняет функции наружной стены, а внутренний слу-
жит ограждением лифтовой шахты. Такая система рациональна для
каркасов общественных зданий и неоднократно применялась в различ-
ных странах в строительстве зданий высотой 40—70 этажей.
4. Рамно-связевые системы
Основные рамно-связевые системы аналогичны по своей схеме свя-
зевым (см. рис. 20.2, 20.3), но отличаются от них рамным соединением
колонн и ригелей, не входящих в связевую конструкцию.
Функции обеспечения жесткости системы распределены между ее
связевой и рамной частями, однако в большинстве случаев соотношение
жесткостей в системе таково, что ее связевая часть воспринимает 70—
90% горизонтальных нагрузок.
Большинство высотных зданий, построенных в Москве в начале
* В литературе часто используют такие термины как «ядро жесткости», «устой»,
«пилон» и др.
285
50-х гг., имеют каркас рамно-связевой системы с жестким соединением
ригелей и колонн. Моменты от горизонтальной нагрузки в узлах такого
каркаса намного меньше, чем в чисто рамной системе, что облегчает
унификацию узлов и ригелей. Однако узлы довольно сложны и трудо-
емки в изготовлении и монтаже. Поэтому в дальнейшем были разра-
ботаны рамно-связевые системы с примыканием ригеля к колонне, рас-
считанным на восприятие Vio—*/ь части полного балочного момента
ригеля и допускающим образование шарнира пластичности. Переход
к таким примыканиям облег-
Рис. 20.4. Рамно-связевые системы с жесткими
чил унификацию узлов и риге-
лей и способствовал широкому
распространению рамно-свя-
зевой системы в строительстве
московских 20—30-этажных
зданий.
Известны и другие рамно-
связевые системы: 1) с жест-
кими включениями в виде
сплошных панелей или связе-
вых ячеек; 2) с горизонталь-
включениями
ными поясами жесткости в ви-
а)
Рис. 20.5. Рамно-связевые системы с горизонтальными поясами жесткости
а — пояса жесткости в обычной рамной системе; б — фермы—ригели через этаж: I — с одинако'
вым и II — с шахматным расположением в соседних рамах; в — фермы-ригели через два этажа;
1 — сечение блока, воспринимающего ветровую нагрузку; с — ширина блока
Рис. 20.6. Рамно-связевые системы с поясами жесткости и ростверкам»
а — сочетание поясов жесткости С вертикальной диафрагмой; б — сочетание пространственного
ростверка со стволом; в, г— схемы деформирования системы без ростверка и с ростверком
286
де связевых ферм, решетчатых ригелей, балок-стенок; 3) с пространст-
венными ростверками из решетчатых или сплошных элементов. Они мо-
гут быть образованы на основе любой из рассмотренных выше систем.
На рис. 20.4 показаны рамно-связевые системы с жесткими включе-
ниями. Отдельно расположенные жесткие включения слабо влияют на
общий характер работы системы, но способствуют снижению сдвиговых
смещений. Если жесткие включения составляют геометрически неизме-
няемую конфигурацию, то жесткость системы в целом существенно по-
вышается.
Возможные варианты рамно-связевых систем с горизонтальными
поясами жесткости приведены на рис. 20.5. Пояса жесткости, дополняю-
щие обычную рамную систему, снижают ее горизонтальные перемеще-
ния в результате повышения сопротивления относительному сдвигу
смежных колонн и перекосу ячеек рамы и приближают эпюру осевых де-
формаций при общем изгибе системы к линейной. В производственных и
общественных зданиях с увеличенными пролетами поясами жесткости
являются решетчатые ригели высотой в этаж (рис. 20.5,6), имеющие в
местах проемов рамные вставки. При одинаковом расположении риге-
лей в соседних рамах (схема I) чередуются этажи с большой свободной
площадью и стесненными условиями. Этот недостаток устраняется при
шахматном расположении ригелей (схема II), которое обеспечивает на
всех этажах достаточно крупные по размерам помещения в результате
поочередного опирания плит перекрытия на верхние и нижние пояса ри-
гелей и удвоения их шага. Если схема I близка по работе к рамной сис-
теме, то схема II образует в продольном сечении здания пространствен-
ную конструкцию ячеистой структуры. В условном блоке, выделенном на
схеме II, смещенные ригели разных этажей объединены жесткими пере-
крытиями в непрерывную связевую конструкцию, хорошо сопротивляю-
щуюся горизонтальным нагрузкам, перпендикулярным к продольному се-
чению здания.
При высоком насыщении помещений техническими средствами и
сильно развитом инженерном оборудовании, требующем осмотра, ре-
монта или замены, решетчатые пояса-ригели размещают в пределах тех-
нических этажей пониженной высоты, следующих через два обычных
этажа (рис. 20.5, в). Это дает возможность подвести все необходимые
коммуникации к каждому этажу, сверху или снизу.
Пояса жесткости и ростверки, объединенные с вертикальными несу-
щими конструкциями связевых систем, образуют новый вид рамно-свя-
зевых систем (рис. 20.6). Особенность их состоит в том, что колонны,
обычно не участвующие в работе связевой системы на горизонтальную
нагрузку (рис. 20.6, в), с помощью пояса или ростверка включаются в
работу всей системы. Испытывая только продольные усилия растяже-
ния и сжатия, подобно волокнам каркасной консоли, но не усилия из-
гиба, как в раме, колонны уравновешивают значительную часть общего
момента от горизонтальных нагрузок и разгружают основную связевую
конструкцию. При этом горизонтальные перемещения системы уменьша-
ются на 30—40% и резко снижаются перекосы ячеек в верхней части зда-
ния (рис. 20.6, а), неблагоприятно влияющие на ограждающие конст-
рукции. Подобные пояса жесткости и ростверки целесообразны и в си-
стемах с несколькими диафрагмами или стволами, в том числе
в системе с внутренним и внешним стволами, обеспечивая их взаимо-
действие, более рациональное распределение внутренних усилий и по-
вышение жесткости системы в целом.
287
5. Разновидности систем
При проектировании каркаса не всегда сохраняется регулярность си-
стемы и единый принцип ее построения. Возможны нарушения регуляр-
ности системы в виде углублений и выступов в плане, уступов по высоте,
смещения осей некоторых колонн и ригелей и т. п., изменения схемы
работы системы по главным направлениям плана здания, например при-
менение связевой схемы в поперечном направлении и рамной схемы в
продольном направлении, или наоборот, а также изменения схемы ра-
боты системы по высоте здания.
На рис. 20.7 показаны примеры сочетаний разных систем по высоте
здания. В схемах а—в в верхней части каркаса применена относитель-
но менее жесткая система. В схеме г использована идея концентрации
Рис. 20.7. Возможные сочетания различных систем по высоте каркаса
а—в — с подразделением каркаса на крупные зоны с разными системами; г — с местными изме-
нениями в системе
Рис. 20.8. Ствольные систе-
мы
а, б — с подвешенными пере-
крытиями; в~д — с консольны-
ми этажами; е—з — комбиниро-
ванные системы (зс, з— с пред-
варительным напряжением)
1—вариант с попарным объеди-
нением смежных перекрытий в
одну консольную конструкцию;
2, 3 — варианты очертания вант
288
Рис. 20.9. Переход к фундаменту
с помощью порталов
в меньшем числе узлов с более прос
усилий от горизонтальных нагрузок
тым примыканием ригелей в остальных узлах.
Интересные видоизменения систем связаны с решением перехода от
каркаса к фундаменту. В ствольных системах (рис. 20.8) главные опо-
ры — стволы и диафрагмы доходят до фундамента, а остальные конст-
рукции (кроме предварительно-напряженных вант в схемах ж, з) пре-
рываются.
В системе с подвешенными перекрытиями часть вертикальных нагру-
зок передается на ствол поэтажно, часть через подвески и ростверки,
создавая в стволе значительные сжимающие усилия по высоте. Поэтому
эффективность системы, достигаемая при замене сжатых колонн растя-
нутыми подвесками из более прочных сталей, снижается из-за увеличе-
ния сечения ствола и устройства ростверка; но это снижение незначи-
тельно в системе с железобетонным стволом, если его сечение не опре-
деляется силовым расчетом или его проверка на сжимающие
напряжения не является решающей.
В системе с консольными этажами продольные силы в стволе меньше,
но повышается расход стали на консольные балки или сжатые колонны
(схемы г, д).
Схемы б, д позволяют снизить усилия в узлах прикрепления рост-
верков, а также удлинения или укорочения вертикальных элементов,
приводящие к перекосам перекрытий, наиболее удаленных от ростверка.
Последним преимуществом обладает и схема е. Идея такой схемы ис-
пользована в проекте 150-этажного здания, в котором внешний ствол
вынесен за пределы наружных стен, в нем устроены восемь мощных го-
ризонтальных платформ-диафрагм, и на каждую из них (независимо от
других) опираются сверху и подвешиваются снизу по 7—8 этажей
(см. рис. 1.13 в [2]).
Схемы а—е являются разновидностью связевых систем, схемы ж, з
подобны рамно-связевым с ростверком (рис. 20.6), но вместо колонн ис-
пользуют гибкие элементы, способные благодаря их начальному растя-
жению воспринимать сжимающие усилия от горизонтальных и верти-
кальных нагрузок и повышать жесткость системы. Подробный обзор
ствольных систем дан в [7], [8].
Переход к фундаменту можно также осуществить опиранием карка-
са на специальный портал рамного (или арочного) типа (рис. 20.9, а—в)
289
Рис. 20.10. Область применения разных конструктивных систем в зависимости от чис-
ла этажей
а — обычная рамная система; б — связевая или рамно-связевая система с диафрагмами или внут-
ренним стволом; в — ТО же, С ростверками; г—рамная (связевая — при наличии внутренних ко-
лонн) система с внешней пространственной рамой; д — секционно-рамная система; е — связевая
система с внешним стволом в виде пространственной фермы
или образованием переходного портала из колонн верхнего строения
(рис. 20.9, г—ё), что усложняет конструктивное решение.
Применение ствольных систем и порталов уменьшает объем работ по
устройству фундаментов, они целесообразны в стесненной городской за-
стройке, освобождая большую часть площади по внешнему обводу зда-
ния для пешеходов, стоянки транспорта и других целей. Однако неудач-
ное расположение зданий с такими системами приводит иногда к воз-
никновению на уровне тротуаров устойчивых воздушных потоков,
крайне неприятных для пешеходов.
6. Область применения различных систем
На рис. 20.10 приведены ориентировочные данные, характеризующие
область целесообразного применения разных конструктивных систем.
Они основаны на анализе опыта строительства и учитывают результа-
ты технико-экономических оценок [22], [23]. Поскольку конкретные усло-
вия строительства крайне разнообразны, а конструктивные системы мо-
гут иметь те или иные особенности, этими данными нужно пользоваться
с осмотрительностью. Используя те или иные комбинации систем, до-
полняя их поясами жесткости, пространственными ростверками и обес-
печивая лучшее взаимодействие конструкций, можно существенно рас-
ширить (на 10—30 этажей) область рационального применения той или
иной исходной системы.
§ 2. СОДЕРЖАНИЕ И ПРИНЦИПЫ КОМПОНОВКИ
КОНСТРУКТИВНЫХ СИСТЕМ
Компоновка системы является первым этапом ее инженерного
оформления и включает:
определение главных размеров системы в плане и по высоте и их со-
отношений;
определение взаимного расположения элементов и подсистем (рам,
стволов и т. п.), их компоновочных размеров (шаг и габариты сечений
колонн, балок, высота этажа), согласование верхнего строения здания с
фундаментом, размещение деформационных швов;
290
взаимную увязку несущих и ограждающих конструкций по их функ-
циям и размерам.
Один из основных принципов компоновки — принцип упрощения кон-
структивной формы, реализация которого обеспечивается четкостью ста-
тической и геометрической схемы, регулярностью и однородностью
строения системы, конструктивной простотой элементов и сопряжений,
максимальной их повторяемостью и высокой технологичностью, умень-
шением числа вспомогательных слабо нагруженных элементов.
Принципы компоновки связаны и с распределением функций и ма-
териала в системе.
Для стен каркасных зданий характерно отделение ограждающих
функций от несущих функций системы (см. гл. 18, § 3, п.3). В связевой
системе функции обеспечения жесткости переданы связевой конструкции
и перекрытиям, но отделены от остальных элементов системы. Приемы
компоновки с разделением функций лучше согласуются с требованиями
унификации конструкций. С другой стороны, практически в любой несу-
щей системе используется совмещение функций, выражающееся во вза-
имодействии подсистем, элементов, различных материалов.
Один из важных принципов компоновки — принцип концентрации
материала, формы применения которого различны. Так, можно пере-
распределить материал между подсистемами с его концентрацией в од-
ной из них (например, в стволе), в связи с чем жесткости и несущие
функции распределяются в системе более целесообразно и расход ма-
териала снижается.
Не исключены приемы компоновки с рассредоточением материала.
Так, в каркасе с внешней пространственной рамой (см. рис. 20.1,6), вы-
деление которой в качестве основной несущей подсистемы согласуется с
принципом концентрации материала, компоновка самой рамы характе-
ризуется почти равномерным распределением материала в ее плоскости
благодаря частому шагу колонн (1,5—3 м) и развитию высоты сечений
ригелей. При этом рама приближается по своей работе к оболочке и хо-
рошо поддается внутренней типизации.
Таким образом, в компоновке конструктивной системы многоэтажно-
го здания используются различные принципы и приемы, которые частич-
но вступают в противоречие, частично дополняют друг друга. Для ком-
поновки (при известных условиях и ограничениях) характерна множест-
венность возможных решений. Поиск оптимального решения на
различных уровнях (элемент, подсистема, система) — интересная и
важная инженерная задача.
§ 3. КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СИСТЕМЫ В ПЛАНЕ
Размещение конструкций в плане во многом зависит от архитектур-
но-планировочных требований, но при этом необходимо учитывать осо-
бенности и условия работы различных конструктивных систем.
При большой высоте здания форма его плана существенно сказыва-
ется на поведении конструкций при горизонтальных нагрузках. Напри-
мер, по сравнению с круглым в плане зданием горизонтальный прогиб
верха каркаса от ветра увеличивается в зданиях с другой формой плана
(при той же высоте, площади, жесткости): квадратной — почти в 2 раза;
прямоугольной, при соотношении сторон 2 : 1 и перпендикулярным к
длинной стороне ветром — почти в 3 раза. Жесткость здания можно рез-
ко повысить, переходя от компактного плана к расчлененному плану
той же площади (см. рис. 18.3).
По условиям жесткости конструкций минимальный габаритный раз-
291
мер горизонтальной проекции здания принимается не менее x/s—Vs его
высоты, где первое число относится к обычным рамным системам, вто-
рое — к более эффективным системам.
1. Размещение связевых конструкций
Размещение связевых конструкций в плане возможно по разным схе-
мам: по контуру здания; в центре здания; в различных участках плана.
Связевые конструкции по контуру здания (рис. 20.11) почти не стес-
няют планировку помещений, но должны быть согласованы с решением
наружной стены и движением людских потоков (при внешних лифтовых
стволах). Форма плана не накладывает особых ограничений на приме-
нение такой схемы, тогда как размещение в центре (рис. 20.12) харак-
терно в основном для зданий с компактным планом, а размещение в
различных участках (рис. 20.13) —для зданий с протяженным или рас-
члененным планом.
Связевые конструкции должны обеспечивать жесткость и устойчи-
вость всей системы при изгибе в двух главных направлениях плана и
при кручении. Схемы, показанные на рис. 20.11—20.13, отвечают этому
условию, кроме последней схемы на рис. 20.12, в которой крестовый ствол
обладает незначительной жесткостью свободного кручения. Аналогич-
ный недостаток будет у системы плоских диафрагм, если они в плане
здания располагаются на лучах, выходящих из одного центра.
По возможности следует соблюдать симметрию в размещении и ус-
ловиях загружения связевых конструкций, чтобы снизить дополнитель-
ные воздействия от кручения системы в плане и неравномерных верти-
кальных деформаций.
Ориентация и взаимное положение связевых конструкций не должны
приводить к существенному стеснению температурных деформаций го-
ризонтальных конструкций, особенно в протяженных зданиях. Если это
требование не удается выполнить, необходимо расчетом оценить усилия,
возникающие от изменений температуры конструкций. В соответствии
с принципом концентрации материала число связевых конструкций в
здании должно быть минимально необходимым. Разрозненные диафраг-
мы целесообразно объединять, обеспечивая их взаимодействие в состав-
ной (плоскостной или пространственной) конструкции.
По жесткости и эффективности работы предпочтительнее стволы с
замкнутым поперечным сечением или близким по форме сечением, обра-
Рис. 20.11. Размещение связевых конструкций по контуру здания
/ — диафрагма; 2 — ствол открытого сечения; 3—ствол замкнутого сечения; 4 — контур плана
здания
Рис. 20.12. Размещение связевых конструкций в центре здания
292
зованным из нескольких вет-
вей (см. первые четыре схе-
мы на рис. 20.12). Стволы
двутаврового и крестового
сечения относительно менее
жесткие, но могут быть вы-
полнены в большинстве слу-
чаев с глухими стенками,
без проемов. Ориентиро-
вочные* минимальные раз-
меры сечений связе-
Рис. 20.13. Размещение связевых конструкций в
различных участках плана
вых конструкций в первом и втором районе по скоростному напору вет-
ра принимаются (обозначения см. на рис. 20.13): для диафрагм Вд«
«1/7 Н, для стволов замкнутого сечения Вс« 1/1'0 Н, где Я — высота
здания. Размер Вс для ствола двутаврового (по ширине полки) и крес-
тового сечения следует увеличить на 15—20%.
По условиям прочности дисков перекрытий при действиий горизон-
тальных нагрузок размеры L\ (пролет диска) и L2 (вылет диска), ука-
занные на рис. 20.13, следует ограничить. Для конструкций сборных же-
лезобетонных перекрытий [18], применяемых для многоэтажных зданий
в Москве, рекомендуется Li^30 м, L2^12 м.
В случаях, когда здание делится деформационными швами на отдель-
ные отсеки (см. гл. 18, § 3, п. 3), связевые конструкции компонуют для
каждого отсека независимо.
2. Сетка колони
Сетка колонн должна быть согласована с формой плана и типом кон-
структивной системы. Нужно стремиться к возможно более простой сет-
ке колонн с прямоугольной или квадратной ячейкой, отвечающей требо-
ваниям унификации конструкций и модульности размеров (гл. 18, § 3,
п. 1), используя осевую и центральную симметрию, а в зданиях слож-
ной формы — нетиповые переходные вставки. Следует избегать сбивки
осей колонн и ригелей. Большие помещения целесообразно располагать
в верхних этажах или в отдельном пониженном объеме здания.
Примеры возможного размещения колонн в плане показаны на
рис. 20.14. В системах с диафрагмами и стволами жесткости их располо-
жение и сетка колонн должны быть увязаны. В системах ж—и размеще-
ние внешних колонн можно выбирать более свободно.
В исследованиях 40-х гг. было установлено, что оптимальный по рас-
ходу стали шаг колонн b, I составляет для обычных рамных и рамно-
связевых систем около 5—6 м. Это было использовано в строительстве
первых московских высотных зданий. Однако в последние два десятиле-
тия наметилась тенденция к увеличению шага колонн в общественных
зданиях до 9—12 м, появились новые схемы компоновки с пролетами
перекрытий I до 18—24 м, что обусловлено требованием к повышению
гибкости в использовании помещений. Вопрос об оптимальном шаге ко-
лонн при различных схемах и высотах зданий с учетом эксплуатацион-
ных затрат и затрат на все смежные конструкции требует дополнитель-
ного изучения.
* В каждом конкретном случае размеры Вд, Вс можно установить более строго,
исходя из требований по ограничению перемещений и колебаний конструкций (гл. 19,
§ 4, п. 2).
293
Рис. 20.14. Размещение колонн в плане
в — в обычных рамных системах; а—е — в связевых и рамно-связевых с диафрагмами и (или)
внутренним стволом; ж, з — в системе с внешним охватывающим стволом, в сочетании с внутрен-
ними колоннами или внутренним стволом; и —в секционно-рамной системе
3. Компоновка перекрытий
Выбор схемы перекрытий зависит от размера пролета и шага колонн,
формы ячейки, конструкции плиты перекрытия (гл. 18, § 3, п. 3).
Для прямоугольных и квадратных ячеек обычно используются схемы
балочных перекрытий (рис. 20.15). При квадратной ячейке по условиям
унификации часто переходят на шахматную раскладку сборных насти-
лов в смежных ячейках, обеспечивая тем самым одинаковое загружение
ригелей (см. гл. 7 в [13]). В усложненной схеме при жестких балках по
контуру ячейки возможна пространственная система перекрестных ба-
лок с простым пересечением в разных уровнях. Дальнейшее развитие
этой идеи приводит к структурной плите перекрытия.
Условия прокладки инженерных коммуникаций могут оказать ре-
шающее влияние на выбор схемы и компоновку перекрытия [19]. Так,
в варианте г (рис. 20.15) относительно слабо нагруженные и более
длинные вспомогательные балки менее выгодны, чем в вариантах б, в,
но такая схема может быть более удобной для размещения инженерных
коммуникаций в пределах увеличенной высоты сечений вспомогательных
балок как параллельно им, так и в перпендикулярном направлении
(с устройством вырезов в балке). По этим же соображениям предпочти-
тельны сквозные балочные конструкции (перфорированные балки, фер-
мы) с сопряжением балок по схемам рис. 20.15, ж—к.
При выборе типа сопряжения балок важно оценить, как это влияет
на высоту этажа. Если переход к более простому сопряжению по схемам
ж, и (рис. 20.15) требует увеличения высоты этажа, то возрастают об-
щая высота и объем здания и, следовательно, стоимость вертикальных
конструкций и эксплуатационные расходы. Поэтому необходим тщатель-
ный экономический анализ решений.
291
д)
I—i-i—I
Рис. 20.15. Компоновка ячеек балочных перекрытий
а —упрощенная схема; б~а —варианты нормальной схемы; д — сочетание упрощенной и нормаль-
ной схем; г — усложненная схема; ж— к — типы сопряжения балок
/ — ригель» главная балка (ферма); 2 — вспомогательная балка (балка настила в схемах о—о);
3 — балка настила
Для схем плана, показан-
ных на рис. 20.16, также ис-
пользуются преимущественно
балочные схемы. В схемах а,
б добиваются одинакового
загружения колонн, симметрич-
ных относительно диагоналей,
сохраняя принятое расположе-
ние балок через этаж, а на ос-
тальных этажах меняют нап-
Рис. 20.16. Компоновка перекрытия в системе
с внешними колоннами и центральным стволом
а—г — варианты компоновки; 1 — горизонтальные
связи
равление балок в угловых зо-
нах перекрытия на перпенди-
кулярное. Схемы в, г облада-
ют необходимой симметрией
на каждом перекрытии, но сложнее в конструктивном оформлении.
В ствольных системах (рис. 20.8) приемы компоновки перекрытий в ос-
новном сохраняются; с особенностями компоновки можно ознакомить-
ся по [7], [8].
Колонны, недостаточно раскрепленные балками перекрытий, следует
более четко фиксировать с помощью горизонтальных связей
(см. рис. 20.16, б).
При нежестких перекрытиях горизонтальные связи необходимы для
обеспечения неизменяемости конструкций в плане и пространственной
работы конструктивной системы. В этом случае их размещают через
два-три этажа по контуру перекрытий (при компактном плане) или в
виде лент на части ширины перекрытия в зданиях с протяженным и рас-
члененным планом. Устройство горизонтальных связей усложняет кон-
струкцию, поэтому применение нежестких перекрытий должно быть эко-
номически обосновано.
§ 4. КОМПОНОВКА КОНСТРУКЦИЙ ПО ВЫСОТЕ
ЗДАНИЯ
Пространственная композиция здания оказывает большое влияние
на работу конструкций при горизонтальных нагрузках. В зданиях сту-
пенчатой формы (см. рис. 18.1 и 18.2) уменьшение поверхности и массы
верхней части здания приводит к значительному снижению внутренних
295
усилий в конструкции и перемещений от ветровых и сейсмических на-
грузок. В зданиях пирамидальной формы в результате наклона колонн
внешних граней проявляется дополнительный эффект, например при тан-
генсе угла между осью колонны и вертикалью около 1 :20 и отношении
высоты к ширине основания здания около 5—6 горизонтальный прогиб
верха каркаса уменьшается на 25—30%. Наклон колонн усложняет кон-
струкцию, но при особых условиях строительства может быть исполь-
зован.
Горизонтальные связевые конструкции (пояса, ростверки, см. рис.
20.5, 20.6, 20.8) следует совмещать с техническими этажами, но исполь-
Рис. 20.17. Схема каркасной железобетонной
диафрагмы
а — основное вид; б—г —< варианты сечения стенки
диафрагмы
Рис. 20.18. Схемы связевых конструкций из
плоских ферм
зовать для этого все техниче-
скиеэтажи необязательно. Ра-
циональное число и размеще-
ние горизонтальных связевых
конструкций определяют срав-
нением вариантов.
Вертикальные связевые кон-
струкции часто осуществляют-
ся в железобетоне. Диафрагмы
проектируют, как правило,
сборными (рис. 20.17). 1) из
плоских панелей (иногда со
скрытыми в них стальными ко-
лоннами); 2) из панелей, объ-
единенных с элементами кар-
каса (рис. 20.17). Колонны кар-
касной диафрагмы могут иметь
стальные сердечники, стенка
соединяется с колоннами свар-
кой закладных изделий мини-
мум в четырех углах, верти-
кальные и горизонтальные швы
замоноличиваются. При таком
решении стенка включается в
работу всей диафрагмы при
горизонтальных и вертикаль-
ных нагрузках.
Сборные стволы жесткости
имеют аналогичную конструк-
а — консольная ферма постоянной ширины; б — то
же, с уширением в нижней части здания; в— рам-
ная ферма; а — сочетание рамной и консольной фер-
мы
Рис. 20.19. Решетка вертикальных связей
а — треугольная; б — раскосная; в, г — полу-
раскосная; О, е — крестовая; яс — ромбиче-
ская; з, и — неполная
296
цию. Часто применяют и монолитные стволы, выполняемые в скользя-
щей или переставной опалубке. В некоторых случаях в сечение моно-
литных стволов включают стальные колонны в качестве элементов
жесткой арматуры.
Габариты железобетонных диафрагм и стволов не меняют по высоте
здания, но толщина стенки в монолитных стволах высотных зданий не-
редко принимается переменной от 20—25 см вверху до 1/4оо—V200 высоты
ствола (в нижнем сечении).
Стальные связевые конструкции выполняются в виде плоских и про-
странственных ферм, поясами которых служат колонны. Иногда вместо
решетки используется сплошная стальная стенка или стенка с окаймлен-
ными проемами.
Схемы плоских ферм показаны на рис. 20.18. Более целесообразно
применять простую схему а, если она обеспечивает требуемую жест-
кость и не приводит к чрезмерным усилиям в сопряжении фермы с фун-
даментом. Схема г хороша тем, что увеличение жесткости достигается
в ней более простыми средствами. Но наибольший интерес представляет
схема на рис. 20.6, а, где жесткость увеличивается несложным и эффек-
тивным приемом, как и в системе с ростверком — включением в работу
крайних колонн.
Пространственные связевые стволы получаются объединением плос-
ких ферм-граней. В здании с несколькими стволами они могут быть со-
единены в общую систему пространственным ростверком.
По сравнению с железобетонными стальные связевые конструкции
требуют большего расхода стали, но в сочетании с легкими ненесущими
ограждающими стенками они приводят к достаточно экономичным по
стоимости решениям, поскольку при этом существенно снижаются вер-
тикальные нагрузки, облегчаются конструкции и фундаменты.
Решетка стальных связевых ферм образуется ригелями и раскосами
(рис. 20.19). Поскольку направление горизонтальных нагрузок может
изменяться, раскосы при любой схеме решетки должны воспринимать
и растягивающие и сжимающие усилия. Это касается и крестовой ре-
шетки. Если ее раскосы проектировать, как обычно, гибкими, они могут
получить начальное выпучивание от вертикальных нагрузок вследствие
обжатия колонн, что приведет при горизонтальной нагрузке к дополни-
тельным сдвиговым смещениям панелей фермы до момента включения
выпучившегося раскоса в работу на растяжение.
Наибольшие возможности для устройства оконных и дверных прое-
мов дает неполная решетка по схемам з, и, наименьшие — крестовая по
схеме е, другие схемы занимают промежуточное положение.
Треугольная и раскосная решетки более просты, ромбическая и не-
полная по схеме з — наиболее сложны.
В наименьшей степени требованиям жесткости отвечает неполная
решетка, так как она не образует геометрически неизменяемой схемы,
а это приводит к изгибу колонн и ригелей при работе фермы на гори-
зонтальную нагрузку. По влиянию на общую жесткость связевой фермы
другие схемы решетки мало отличаются.
Укорочение колонн в пределах высоты этажа от действия продоль-
ных сжимающих сил вызывает изменение длины раскосов и дополни-
тельные напряжения в них (см. гл. 22, § 2). Если связевую ферму рас-
сматривать независимо от других конструкций здания, то наибольшие
дополнительные напряжения возникнут в раскосах крестовой решетки,
так как ригель препятствует взаимному горизонтальному смещению уз-
лов фермы и укорочение колонн вынуждает укорачиваться и раскосы.
В треугольной и раскосной решетке укорочение колонн может осущест-
19—59
297
Рис. 20.20. Грани внеш-
него ствола жесткости
а—г — схемы
виться без изменения длины раскоса, но с отклонением колонн от вер-
тикали, причем в ферме с раскосной решеткой отклонение колонн про-
исходит в одном направлении, накапливаясь по высоте здания, что яв-
ляется недостатком этой схемы. В раскосах треугольной решетки
возникают лишь небольшие продольные силы из-за сопротивления ко-
лонн изгибу и жесткости узлов. Изгибная жесткость колонн влияет на
работу ромбической решетки, а изгибная жесткость ригелей — на работу
полураскосной решетки.
Для связевой фермы, находящейся в системе конструкций здания,
дополнительные напряжения в раскосах будут зависеть от степени стес-
нения горизонтальных смещений узлов и отклонений колонн от верти-
кали другими конструкциями (колоннами, связевыми конструкциями,
стенами), объединенными с рассматриваемой фермой горизонтальными
дисками перекрытий.
По комплексу различных показателей наиболее целесообразны тре-
угольная и полураскосная решетки. Хотя полураскосная решетка не-
сколько сложней и деформативней, она экономичнее по расходу стали,
лучше согласуется с обычными соотношениями b и h, имеет более ком-
пактные сечения, что упрощает устройство стен. Некоторое преимуще-
ство имеет вариант полураскосной решетки по схеме рис. 20.19, г, так
как действующая на ригель вертикальная нагрузка снижает дополни-
тельные напряжения в раскосах от обжатия колонн или переводит их в
растягивающие.
Отметим некоторые особенности компоновки пространственных ферм,
используемых для внешних стволов жесткости (рис. 20.2, в). Грани та-
ких стволов, обычно совмещаемые с наружной стеной, могут быть реше-
ны: I) в виде фермы с крупной панелью (на несколько этажей) с до-
полнительным набором колонн и ригелей (рис. 20.20, а); 2) в виде мно-
гораскосной фермы с мелкой панелью (рис. 20.20, б).
В первой схеме четко выделяются основные стержни, обеспечиваю-
щие жесткость и работоспособность фермы. Промежуточные колонны и
ригели могут быть включены в работу всей системы, но могут выполнять
только местные функции, передавая приложенные к ним нагрузки на ос-
новные элементы и в узлы фермы. В последнем случае иногда применя-
ется решение с разрезкой промежуточных колонн по высоте на незави-
симые части, поочередно подвешиваемые в узлах фермы.
Во второй схеме создается настолько частая решетка, что она позво-
ляет обойтись без колонн и ригелей традиционного исполнения, хотя мо-
жет и сочетаться с колоннами и ригелями. Схема отличается высокой
жесткостью и однородностью структуры, совмещается с решением внеш-
ней стены, но с окнами непривычной формы (трапециевидной, треуголь-
ной).
При использовании неполной решетки (см. фрагменты на рис.
20.20, в, г) многораскосная ферма переходит в комбинированную систе-
му, в которой объединяются изгибаемые и продольно нагруженные
стержни, при этом жесткость фермы снижается.
298
ГЛАВА 21. ОСОБЕННОСТИ КОНСТРУИРОВАНИЯ
ЭЛЕМЕНТОВ И УЗЛОВ СТАЛЬНЫХ КАРКАСОВ
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ КАРКАСА
1. Колонны
Колонна — основной конструктивный элемент каркаса многоэтажного
здания, воспринимающий преимущественно сжимающие усилия, иногда
с изгибом в одной или двух плоскостях*. Колонны оказывают решающее
влияние на конструктивное оформление несущей системы и ее показате-
ли. Поэтому, выбирая тип колонны, нужно учитывать экономические и
технологические требования (гл. 19, § 1) и стремиться к минимальному
стеснению внутренних помещений.
Сквозные колонны в современном строительстве многоэтажных зда-
ний почти не используются, так как менее компактны и более трудоемки.
Применяемые типы сечений сплошных колонн показаны на рис. 21.1.
Большинство сечений — составные, образуемые автоматической сваркой.
Выбор типа сечения зависит прежде всего от вида и соотношения внут-
ренних усилий (продольная сила, изгибающие моменты), от значения и
соотношения расчетных длин lXt 1У и удобства присоединения ригелей.
Если изгибающие моменты отсутствуют или малы, а расчетные длины не
превышают обычной высоты этажа (3—4 м), можно выбрать компакт-
ные сечения г, д, получая при этом небольшие гибкости (30—50). В про-
тивном случае целесообразны более развитые сечения, и хотя они зани-
мают несколько большую площадь, этот недостаток компенсируется при
открытых сечениях возможностью размещения инженерных коммуника-
ций в пределах габарита колонны.
Наибольшие сжимающие усилия (до 35—50 МН) могут быть вос-
приняты сечениями г, о, меньшие (до 8 МН) — сечениями а, д.
Рис. 21.1. Сечения
колонн
а—п. — типы
* В некоторых системах вместо колонн применяют подвески, испытывающие растя-
гивающие усилия, из стальных канатов, сортового и профильного проката.
19* 299
a) g) В изготовлении более технологичны
колонны из прокатного двутавра с па-
раллельными гранями полок с раз-
личными модификациями (нормаль-
ный двутавр — Б, широкополочный —
Ш, колонный —К), а также колон-
ны с сечениями 6, в, д (с примене-
Рис. 21.2. Ориентация колонн в плане нием не более четырех уголков),
и, м, допускающие простую сборку и
сварку. Другие сечения менее тех-
нологичны в обработке и сборке или трудоемки в сварке. В закрытых
сечениях внутренние диафрагмы, кроме торцовых, могут быть приваре-
ны только на части контура; если возможно, их заменяют парными реб-
рами, которые приваривают до полной сборки стержня (например, в се-
чении е).
Многие сечения допускают развитие площади без изменения длины
примыкающих ригелей, что облегчает их унификацию. Крестовые сече-
ния (в, л), примененные в высотном здании МГУ, трубчатые з и некото-
рые другие позволяют, кроме того, одинаково решить примыкания ри-
гелей разного направления в плане, однако колонны крестового сечения
имеют относительно низкое сопротивление кручению, менее компактны,
а трубы дороги и дефицитны. Применение труб может стать эффектив-
ным при заполнении их бетоном.
На основании изложенного, в колоннах более целесообразно приме-
нять сечения типов а, б, и, если они достаточны по площади для вос-
приятия действующих усилий (с учетом изгиба в плоскости наименьшей
жесткости), сечение г — при больших усилиях и относительно малых
расчетных длинах, сечение ж — при значительных усилиях и расчетных
длинах.
Толщину листов в составных сечениях принимают обычно не более
60 мм, а отношение габаритов сечения к расчетным длинам h/lx, b/ly
не менее Vis, чему соответствуют гибкости 40—60 (в зависимости от ти-
па сечения).
Отношение ширины и высоты сечения и его ориентацию в плане сле-
дует выбирать с учетом условий работы и компоновки всей конструктив-
ной системы. Например, в обычной рамной системе плоскость наиболь-
шей жесткости двутавровых колонн направляют вдоль узкой стороны
здания (рис. 21.2, а), в системе с внешней пространственной рамой эту
плоскость совмещают с плоскостью рамной грани (рис. 21.2,6)
2. Балки и ригели
Балки и ригели перекрытий работают преимущественно на изгиб.
Продольные силы в ригелях и балках, как правило, незначительны и
появляются от горизонтальных нагрузок, передаваемых через ригель,
балку от наружной стены к диафрагме, стволу жесткости, и от попереч-
ных сил в колоннах, обусловленных начальным переломом или искрив-
лением их оси.
При пролетах до 12 м ригели и балки проектируют сплошными из
обычных и широкополочных двутавров (рис. 21.3, а), сварных двутав-
ров (рис. 21.3, б, в) с одинаковыми или разными полками (при объеди-
нении балки с железобетонной плитой). В некоторых случаях, например,
для ригелей-перемычек внешней пространственной рамы (рис. 20.1,6)
используются несимметричные сечения в виде гнутого или сварного
швеллера с высокой стенкой. В легких каркасах ригели выполняются
иногда из парных швеллеров, охватывающих колонны. Сплошные балки
300
Рис. 21.3. Сечения ригелей, балок и ферм перекрытий
а—л —типы
коробчатого сечения (рис. 21.3, д)
применяются при больших попе-
речных силах или при необходи-
мости увеличения боковой жест-
кости, например, в качестве ри-
гелей порталов (см. рис. 20.9, а,
Рис. 21.4. Сечения раскосов связевых ферм
а—г — типы
б).
При размещении инженерных коммуникаций в пределах высоты пе-
рекрытия целесообразны перфорированные балки из широкополочных
двутавров (рис. 21.3, е), а при пролетах более 12 м — и фермы, в том
числе с поясами из широкополочных тавров (рис. 21.3, з), допускающих
бесфасоночное прикрепление решетки из одиночных уголков почти во
всех узлах. Тяжелые фермы (рис. 21.3, к, л) могут потребоваться для
перекрытий над крупными залами, ростверков (см. рис. 20.8), решетча-
тых порталов (см. рис. 20.9, в).
Высота сечения составных балок и ферм устанавливается, как и
обычно, с учетом ограничения предельных прогибов, строительной вы-
соты перекрытия и экономических соображений. В многоэтажных зда-
ниях при выборе типа сопряжения балок (см. гл. 20, § 3, п. 3) и оценке
экономически целесообразной высоты сечения необходимо учитывать из-
менение стоимости всех вертикальных конструкций и эксплуатационных
расходов. При этом оптимальная высота сечения ниже, чем из условия
минимума веса или стоимости только рассматриваемой балки. Обычно
отношение высоты сечения балки, фермы к ее пролету составляет Л//«
«1/15...1/10. В особых случаях, когда для обеспечения общей жестко-
сти системы необходимо и возможно значительное развитие высоты се-
чения ригеля (например, ригели-перемычки внешней пространственной
рамы) применяются отношения h/l от 1/3 до 1, как в балке-стенке.
3. Элементы связевых конструкций
Раскосы стальных связевых ферм проектируют обычно из парных
уголков, прямоугольных и круглых труб (рис. 21.4), а при больших
продольных усилиях — двутаврового или коробчатого сечения (рис.21.1,
а, б, ж),
301
^\\\\\\ХХч\\\\\\\\\\
S)
fl
3?
т J L. ..
т - 11 [
"* - 1 i 1 Л 1 “"""Г *
Т - 11 J 4.-
JL "“1
I I Т I
Рис. 21.5. Членение конструкций на отправочные элементы
a—s — схемы
Рис. 21.6. Членение конструкций на монтаж-
ные элементы и блоки
а, б — схемы
/ — монтажный пространственный блок; 2 — мон-
тажный элемент ригеля
4. Размещение стыков
Членение конструкций на от-
правочные элементы (рис. 21.5)
должно обеспечивать максималь-
ную степень их заводской готов-
ности, достижимую при имею-
щихся ограничениях грузоподъ-
емных и транспортных средств
на вес и габариты элементов с
учетом требований экономичности
перевозки. Наиболее часто исполь-
зуют схему а с линейными отпра-
вочными элементами, обеспечивающую наилучшее использование транс-
портных средств, производственных и складских площадей завода-изго-
товителя и монтажной организации. Другие схемы уступают ей в этом
отношении, но имеют и свои преимущества. Так, применение в рамных
системах плоскостных отправочных элементов с консолями позволяет
более просто выполнить монтажные стыки в сечениях с меньшими изги-
бающими моментами, тогда как более напряженные по условиям работы
примыкания ригелей к колоннам осуществляются в заводских условиях.
Схема в характерна для плоских рамных граней с малым шагом колонн
(см. рис. 20.1, б, в), в схеме б, использованной в каркасе высотного здания
на Котельнической набережной в Москве, возможны не только плоскост-
ные, но и пространственные отправочные элементы с консолями во вза-
имно перпендикулярных направлениях. Для удобства монтажа и по
условиям унификации стыки колонн размещают, как правило, на одном
горизонтальном уровне выше ригеля на 0,6—1 м, а стыки ригелей — на
одной вертикали. Длина колонн в отправочных элементах соответствует
двум-трем этажам в зависимости от грузоподъемности монтажных кра-
нов и нормальной длины проката, а длина ригелей изменяется от непол-
ного шага (схема б) до двух-трех шагов колонн (схема в при шаге ко-
лонн 1,9—1,3 м).
Для ускорения и повышения качества монтажа отправочные элемен-
ты укрупняют в монтажные блоки весом до 150—200 кН в специальных
стендах и кондукторах, обеспечивающих высокую точность укрупнитель-
ной сборки и тем самым резкое сокращение работ по выверке установ-
ленных блоков. Монтажные блоки могут быть плоскостными, например,
из двух колонн и двух ригелей и пространственными (рис. 21.6, а, б).
При членении конструкций на отправочные элементы с консолями чис-
ло сопряжений монтажных блоков уменьшается, что видно из сравнения
схем а и б, но требуется более высокая точность изготовления и укрупни-
302
тельной сборки, так как в этом случае сокращаются обычные возмож-
ности компенсации неточностей за счет зазоров в соединениях, поворо-
та элементов и т. п.
§ 2. ОСНОВНЫЕ УЗЛЫ КАРКАСА
1. Стыки КОЛОНН
Выбор конструкции стыка зависит от соотношения между наиболь-
шим эксцентриситетом e=M/N, вычисленным для комбинаций типа
АГшах, А/^соотв и Nmia, Мзоотв, и ядровым расстоянием сечения р.
В связевых, рамно-связевых, а иногда и в рамных системах при
учете нагрузок, действующих на стадии эксплуатации, эксцентриситеты
относительно невелики (е^р), растягивающие напряжения в сечении
стыка не возникают, и стык выполняется как для центрально сжатой
колонны (рис. 21.7). Фрезерование торцов колонн позволяет передать
сжимающие напряжения через плотный контакт и обеспечивает высокую
точность изготовления по длине колонны и перпендикулярности торцов
к ее оси. Для закрепления колонны в проектном положении и восприя-
тия монтажных нагрузок, в том числе от давления ветра на смонтиро-
ванные конструкции, используются постоянные стяжные болты нормаль-
ной точности, которые должны быть хорошо затянуты с постановкой
контргаек или пружинных шайб. Если болты и детали стыка проверены
на монтажные нагрузки, нет оснований опасаться раскрытия или сдвига
в стыке и переходить на монтажную сварку.
Стыки колонн рамных систем при относительно больших эксцентри-
ситетах (е>р) испытывают растягивающие напряжения и могут быть
решены болтовыми или сварными. Болтовые стыки с накладками на
высокопрочных или обычных болтах нормальной точности (рис. 21.8, а)
конструктивно удобны для открытых сечений колонн и трудно выполни-
мы для замкнутых сечений. Фланцевые стыки (рис. 21.8, б—г) более
универсальны, но выступы фланцев должны быть по возможности скры-
ты в стене, облицовке колонны или конструкции пола, однако в послед-
нем случае размещение стыка в непосредственной близости к рамному
узлу приводит к увеличению изгибающих моментов. Работа стыков, в
которых сжимающие напряжения
торцами, а растягивающие — на-
кладкой или болтами, недоста-
точно изучена. В первом прибли-
жении для расчетной оценки рас-
тягивающих усилий Z и размера
сжатой зоны х (рис. 21.8, а, б)
можно не рассматривать усло-
вия совместности деформаций в
стыке и исходить только из ус-
ловий равновесия (по сумме мо-
ментов и сумме вертикальных
сил), предполагая в зоне кон-
такта равномерное распределе-
ние сжимающих напряжений и
ограничивая их значением рас-
четного сопротивления стали
сжатию /?. Контуры зоны кон-
такта в сжатой зоне мож-
но принять (в запас) по гра-
воспринимаются фрезерованными
Рис. 21.7. Сжатый стык колонны
1 — плоскость фрезерования торцов; 2 — стяжной
болт; 3 — установочная риска; 4 — вариант коро*
тыша
303
Рис. 21.8. Болтовые стыки колонн при больших эксцентриситетах
1 — плоскость фрезерования; 2 — накладка; 3 — фланец; 4 — установочная риска
Рис. 21.9. Сварные стыки колонн при
больших эксцентриситетах
а—в — схемы
1 — плоскость фрезерования
Рис. 21.10. Стыки колонн в месте из-
менения сечения
а—в — схемы
нице сечения колонны, пренебрегая распределительной способ-
ностью фланца (см. заштрихованную часть сечения на рис. 21.8,
б). В стыке с накладками усилие Z обычно не превосходит несущей спо-
собности полки, поэтому перекрытия стенки не требуются. Толщина
фланца в стыках в, г определяется из условия его сопротивления изгибу
как консольного свеса, нагруженного усилием Z, а в стыке б оценивает-
ся приближенно из условия предельного равновесия фланца при изгибе
как большее из значений, вычисленных по формулам:
s 1 11 /~ bpZj л ~ 1 11 /~
' V 2(Ь + й0)Я ’ ~ ’ V + ’
где b, bo, h0 — см. рис. 21.8,6; Z\ — максимальное растягивающее усилие в крайнем
ряду болтов; SZi — сумма всех растягивающих усилий в болтах стыка; /? — расчетное
сопротивление материала фланца.
Чтобы увеличить жесткость фланца, следует размещать болты на
минимально возможном расстоянии 60 и принимать толщину фланца не
менее 6о/6.
Более трудоемкие на монтаже сварные стыки (рис. 21.9) следует
применять в случаях, когда болтовой стык становится конструктивно
неприемлемым из-за чрезмерного числа болтов. Болты и коротыши из
уголков в сварном стыке служат только для временного закрепления
304
колонны перед сваркой и после ее выполнения могут быть при необхо-
димости удалены. Сварные швы стыка следует проверить на прочность
в растянутой зоне.
На рис. 21.10 показаны некоторые примеры решения стыков колон-
ны в месте изменения ее сечения. Для уменьшения числа перемен сече-
ния по длине колонны можно использовать стали разных классов проч-
ности.
2. Базы колонн
В каркасах многоэтажных зданий применяют, как правило, базы
для безвыверочного монтажа колонн. Плита базы изготовляется как
отдельный отправочный элемент с фрезерованной или строганой верхней
плоскостью, заранее устанавливается на фундамент по разбивочным
осям, выверяется с помощью установочных болтов по отметке и уклонам,
подливается цементным раствором или бетоном на мелком гравии. Ко-
лонна с фрезерованным торцом устанавливается в проектное поло-
жение по рискам и закрепляется анкерными болтами.
Если изгибающие моменты относительно малы, то анкерные болты
не работают или испытывают небольшие растягивающие усилия и ста-
вятся по конструктивным соображениям (рис. 21.11), а их прикрепление
к колонне осуществляется так же, как и в стыках, через ребро жестко-
сти или коротыши из уголков. В некоторых случаях анкерные болты
закрепляют непосредственно за плиту, а колонна соединяется с плитой
монтажной сваркой.
Если требуемые по расчету толщина и ширина плиты больше раз-
меров поставляемых слябов, переходят к ступенчатой плите, что тре-
бует обработки двух дополнительных плоскостей и обварки вехнего сля-
ба по контуру. Расчет таких плит, включая расчет соединительных швов,
разработан недостаточно. Чтобы сократить размеры плиты в плане и,
следовательно, уменьшить ее консольные свесы и требуемую толщину,
целесообразно применять для подливки плиты растворы и бетоны высо-
Рис. 21.11. Базы колонн с конструктивными анкерными болтами
а—б — схемы
J — плоскость фрезерования, строжки; 2 — установочная риска: 3 — установочный болт; 4 анкер-
ный болт; б — шайба с отверстием на 2 мм больше диаметра болта; 6 — подливка
305
Рис. 21.12. Базы колонн с расчетными анкерными болтами
1 — плоскость фрезерования, строжки; 2 — установочная риска; 3 — установочный болт; 4 — анкер-
ный болт; 5 — шайба с отверстием на 2 мм больше диаметра болта; 6 — подливка; 7 —' анкерная
плитка
ких марок (М250—М.400) и предусматривать при необходимости кос-
венное армирование верхнего слоя фундамента сетками.
При значительных изгибающих моментах возможны решения базы
по рис. 21.12. Если при относительно небольшом плече (схемы а, б) ан-
керные болты имеют приемлемый диаметр (не более 42 мм), то их раз-
мещают в пределах плиты, предусматривая в ней отверстия на 20—25 мм
больше диаметра болтов. В противном случае анкерные болты целесо-
образно вынести за пределы плиты с помощью траверс (схема в), кото-
рые одновременно улучшают работу плиты на изгиб. При опирании ко-
лонны на плиту через фланец (схема б) его толщину следует принимать
не менее 40 мм, тогда степень защемления базы колонны будет не ниже,
чем в базе с траверсами, где возможен некоторый ее поворот от момен-
та вследствие изгиба анкерных плиток и деформаций растяжения более
длинных анкерных болтов. Хорошая затяжка анкерных болтов позволя-
ет исключить случайный сдвиг колонны по плите (в стадии эксплуата-
ции ему препятствует трение, обусловленное действием больших сжи-
мающих продольных сил), поэтому монтажный сварной шов по контуру
торца колонны, траверс, фланца не нужен, в крайнем случае можно
ограничиться короткими швами-прихватками.
Очертание плиты в плане зависит от соотношения продольной силы
и изгибающих моментов. Чаще всего плиту делают квадратной и только
при решающем влиянии одного из моментов плиту развивают в плоско-
сти его действия, используя при этом и траверсы, так как в противном
случае резко увеличиваются консольные свесы плиты и ее толщина.
Оптимальная по расходу стали компоновка базы при обычно применяе-
мых методах ее расчета может быть выявлена аналитически.
3. Прикрепление балок к колоннам
Тип прикрепления определяется выбором конструктивной системы
каркаса. Связевым системам соответствует свободное (шарнирное)
прикрепление, рамным — жесткое, рамно-связевым — гибкое (полужест-
кое) или сочетание прикреплений различных типов.
Примеры конструктивных решений свободного прикрепления балок
к колонне двутаврового сечения показаны на рис. 21.13. Аналогичные
306
Рис. 21.13. Свободное прикрепление балок к колоннам
/ — вертикальное ребро; 2 — монтажный столик; 3 —начало
полке; 4 — прокладка; 5—обработать (строгать» фрезеровать)
закругления в переходе от стенки к
решения можно применить и для колонн с дугими типами сечений. Сво-
бодное прикрепление на болтах нормальной точности, сравнительно с
дугими типами, проще в изготовлении и монтаже, не требует высокой
точности изготовления, обеспечивает достаточную податливость узла
и практически свободный поворот балки относительно колонны. Основ-
ные усилия для расчета прикрепления — поперечная сила в опорном
сечении балки Q и продольная сила N, возникающая в балке при рабо-
те связевой системы. В узле возникают лищь небольшие моменты, влия-
ние которых учитывают при расчете болтов повышающим коэффициен-
том 1,2—1,3 к силе Q.
В узле а вертикальное ребро и швы, прикрепляющие его к колонне,
следует рассчитывать на силу Q, момент Qe, силу N.
В узле б условия загружения столика из уголка зависят от его де-
формаций и являются довольно неопределенными. Для приближенной
оценки эксцентриситета е силы Q относительно сечения горизонтальной
полки, в котором начинается ее закругление (рчазмер ki от обушка),
можно принять распределение контактных напряжений по треугольной
2 -
эпюре, тогда е=ао-]-со—ki, где размер со должен быть не менее
(3
Q
г-- 9 Q
Если е > —-2—, то толщина полки определяется из условия ее
8 /уг
сопротивления изгибу
„ 1 /" 6Qe
а в противном случае — из условия сопротивления срезу
б= 3Q
2ZyP /?ср
где Zyr — длина уголка.
При опорных давлениях более 120—150 кН используются варианты
столика с подкреплением вертикальным ребром, для которых также
принимается треугольная эпюра контактных напряжений. Прикрепление
столика к колонне при любом варианте следует проверить на силу Q и
момент — 1ГС0)"Болты, соединяющие стенку балки с колонной че-
рез промежуточный уголок или ребро, рассчитывают на продольную
силу.
307
Свободное прикрепление балки через опорное ребро фланцевого
типа (рис. 21.13, в) несколько сложнее в монтаже, особенно для балок,
примыкающих к стенке колонны и соединяемых через нее общими бол-
тами. При таком прикреплении балки нужно изготовлять с минусовым
допуском и проверять достаточность монтажного зазора для балок,
примыкающих к стенке, поскольку они заводятся между колоннами в
наклонном положении и должны быть развернуты без заклинивания
при установке на столики. Преимуществом прикрепления через опорное
ребро является более четкая передача значительных опорных давлений.
На рис. 21.14 показаны возможные решения свободного прикрепле-
ния балок к железобетонным диафрагмам и стволам жесткости. Для
передачи усилий с балки на бетон используются закладные изделия
в виде ребер, столиков, плоских листов, заанкеренных с помощью угол*
ков, болтов или арматурных стержней. Если по условиям монтажа
(например, методом подъема перекрытий) диафрагма или ствол не дол-
жны иметь выступающих деталей, то используется решение по схемам
рис. 21.14, в, предусматривающее возможность последующего соедине-
ния деталей узла с закладным листом болтами или монтажной сваркой.
Поскольку железобетонные диафрагмы и стволы возводятся с менее
жесткими допусками, чем стальные конструкции, в узлах прикрепления
следует использовать овальные отверстия, монтажные прокладки, до-
пускающие подвижку балок перпендикулярно и параллельно поверхно-
сти диафрагмы (стенки ствола) для приведения их в проектное поло-
жение. \
На рис. 21.15 показаны примеры жесткого прикрепления балок к ко-
лоннам двутаврового сечения на болтах: а—г — к полке колонны, д, е—
к стенке колонны, ж — с выносным стыком. В прикреплении с выносным
стыком ответственные швы соединения ригеля с колонной выполняются
на заводе, а усилия в стыке намного меньше действующих у грани ко-
лонны, однако изготовление колонн с консолями в одной или двух пло-
скостях усложняется и снижается степень загрузки транспорта при их
перевозке. Прикрепления г, ж можно использовать для колонн с любым
типом сечения, прикрепления а—в — для колонн закрытого (коробчато-
го) сечения при условии, что отверстия для монтажных болтов будут
сделаны в элементах стержня до его сборки и около каждого отверстия
будет приварена гайка со стороны внутренней полости колонны.
Основные усилия для расчета жесткого прикрепления — поперечная
сила Q и изгибающий момент М в опорном сечении ригеля рамной си-
стемы. Продольные силы N в ригелях невелики и обычно не учитыва-
ются.
$ 2) s)
Рис. 21.14. Свободное прикрепление балок к железобетонным диафрагмам и стволам
жесткости
а—д — схемы
/ — анкер; 2 — глухая гайка, приваренная к листу; 3 — гнездо (забетонировать); 4 — опорная плит-
ка (выверить и подлить раствором); 5 — анкерный болт
308
Рис. 21.15. Жесткое прикрепление балки к колонне на болтах
1 — прокладка; 2 — заводской сварной шов; 3 — подкос из листа (после монтажа может быть сре-
зан)
Чтобы исключить относительные сдвиги по плоскостям прилегания
деталей и обусловленный этим взаимный поворот ригеля и колонны, в
прикреплении применяют высокопрочные болты, кроме соединений
фланцев с колонной, в которых для восприятия растягивающих усилий
можно использовать и невысокопрочные болты нормальной точности
с закреплением гаек от развинчивания.
Для передачи поперечной силы с балки на колонну служат столики,
вертикальные ребра, для передачи изгибающего момента — фланцы,
горизонтальные накладки (рыбки), отрезки широкополочных тавров,
стенка которых служит горизонтальной накладкой, а полка — фланцем.
В прикреплении а сварные швы столика рассчитывают на силу Q
общепринятым приемом, растягивающее усилие в наиболее напряжен-
ном крайнем ряду болтов определяют по моменту М в обычном предпо-
ложении жесткого поворота всего соединения относительно оси проти-
воположного крайнего ряда болтов, фланец рассчитывают на изгиб.
Из рассмотрения возможных схем предельного равновесия изгибаемого
фланца требуемая его толщина приближенно равна:
6« 1,1 1 / — 4?°-~т —г™» » но не менее Ь0/6,
V З(2д + Лст) hCTR
где b — ширина фланца; Ьо — размер между вертикальными рисками болтов.
При развитии фланца за пределы высоты балки с подкрепляющим
ребром (рис. 21.15, а) и установке дополнительного горизонтального
ряда болтов на расстоянии Ьо/2 от грани балки значение б, вычисленное
по формуле, можно уменьшить в V1 +4&0/^ст раз.
В узле б болтовое соединение стенки балки с вертикальным ребром
рассчитывают на силу Q и часть опорного момента, передающуюся
309
стенкой на ребро и равную MJplh (где /б — момент инерции всего сече-
ния балки, jp = —--------момент инерции части сечения стенки высо-
той hp. Само ребро и швы его соединения с колонной следует проверить
на силу Q и больший из двух моментов: Мр =Qe; Мр —М(/р/Д) +Q (е/2),
где второе слагаемое соответствует расчетной схеме ребра, показанной
в нижней части рис.? 21.15,6. Болты, соединяющие отрезки тавров с бал-
кой и колонной, рассчитывают (с небольшим запасом) на пару сил S =
=Mjh. Профиль тавра подбирают по двум условиям: требуемую толщи-
ну его стенки — по площади, необходимой для передачи усилия S, требу-
емую толщину полки определяют расчетом на изгиб балочной защемлен-
ной пластинки пролетом Ь\ и принимают не менее &1/6.
Усилия для расчета прикреплений в—е определяют аналогично, при
этом в узлах д, е соединение консольных столиков с колонной проверя-
ется на совместное действие опорного давления балки Q, приложенного
с эксцентриситетом b (с некоторым запасом) и усилия S. В узле ж вы-
носной стык балки рассчитывают по общепринятым правилам, а соеди-
нение консоли с колонной как сварной стык на совместное действие Q
и М.
В рассмотренных узлах при различных опорных моментах справа
и слева от узла (Af2>Afi), особенно при кососимметричной схеме их
приложения (рис. 21.16), в стенке колонны возникают значительные
касательные напряжения. Поэтому необходимо проверить прочность
стенки:
_ S2 + Sf-Q''
Т Л* ft' m7?cP’
ист "ст
<7прив = Vc? + ЗтЗ < mR,
где S2=Mzlh, Si=Mi/h; Q' — поперечная сила в колонне; а — краевое нормальное на-
пряжение в стенке.
Если хотя бы одна из проверок не выполняется, следует увеличить
толщину стенки или применить местное ее усиление в виде утолщенной
вставки, выведенной за пределы узла на 100—150 мм, или поставить
дополнительное диагональное ребро жесткости.
В двутавровых колоннах из достаточно толстых листов можно от-
казаться от поперечных ребер жесткости в узле, что снижает трудоем-
кость изготовления и упрощает размещение инженерных коммуникаций
в пределах габарита сечения колонны. В этом случае стенка должна
удовлетворять условиям прочности с учетом местных напряжений ам
(рис. 21.16, б):
S,
ам = —г—; < mR, г' = Sn +
бСТ2
сгприв = V4°2 + ам-остм + 3та < mR,
где а и ам имеют разные знаки (сжатие, растяжение), а по условиям местной устой-
чивости стенки в сжатой зоне должно быть
ЛсТ/б'т<301/^Й0/Я,
где R — расчетное сопротивление, МПа.
Кроме того, необходимо проверить прочность стыкового шва в соеди-
нении полки балки (или горизонтальной накладки) с колонной, учиты-
310
Рис. 21.16. К расчету рамного узла
а —с поперечными ребрами жесткости; б—без ребер; / — стык в месте утолщения стенки; 2 —
сжатая зона стенки; 3 — характер фактической эпюры напряжений в сварном шве
вая снижение его расчетной длины до значения Z ввиду податливости
полки колонны
Ош = с < ’
Од2
где z=8'ci)+bh1 (рис. 21.16, б).
При этом толщина полки колонны из ее расчета на изгиб методом
предельного равновесия (без учета условий совместности деформаций)
где R— расчетное
должна удовлетворять соотношению
сопротивление материала полки.
По данным исследований [23], правильно выполненное жесткое при-
крепление на болтах, в том числе без поперечных ребер жесткости в
колонне, может воспринять предельный пластический момент сечения
балки и допускает в неупругой стадии работы достаточно большое из-
менение угла поворота балки относительно колонны, т. е. имеет значи-
тельный резерв по пластическим деформациям.
При монтаже балок с рассмотренными прикреплениями нижние эле-
менты (тавры, рыбки, накладки) можно использовать как монтажные
столики. Монтажные зазоры aQ, особенно в узлах по рис. 21.15, д, е, долж-
ны обеспечивать беспрепятственную установку балок.
На рис. 21.17 приведены примеры жестких прикреплений балок к
колоннам на монтажной сварке. Выносной стык (рис. 21.15, ж) также
может быть выполнен на монтажной сварке, что было осуществлено в
каркасе высотного здания на Котельнической набережной в Москве. Та-
кие прикрепления по сравнению с болтовыми более трудоемки на мон-
таже, требуют строгого соблюдения начальных зазоров в швах, полного
и высококачественного провара швов, особенно стыковых, работающих
на растяжение. Кроме того, трудности организационного и технического
обеспечения монтажной сварки могут сказаться на темпах монтажа.
Прикрепление по рис. 21.17, а имеет минимальное число сварных
311
Рис. 21.17. Жесткое прикрепление балки к колонне на монтажной сварке
а—в — схемы
/ —* монтажный сварной шов; 2 — заводской сварной шов; 3 — подкос из листа
Рис. 21.18. Гибкое (полужесткое) при-
крепление балки к колонне
а—д — схемы
] — монтажный столик; 2 — монтажный свар-
ной шов; 3 — заводской сварной шов; 4 — об-
работать (фрезеровать, строгать)
312
швов и дополнительных деталей, но предъявляет повышенные требования
к точности изготовления и монтажа конструкций. Кроме того, если сече-
ние балки подобрано по опорному моменту, растянутая полка балки и
стыковой шов должны быть равнопрочными, что требует тщательного
выполнения, обработки и контроля шва или местного уширения полки
для увеличения длины стыкового шва. Поэтому такое решение применя-
ется редко.
Другие решения сварных узлов, с промежуточными деталями, лучше
приспособлены к условиям монтажа в отношении возможной компенса-
ции отклонений от проектных размеров, однако в них существенно воз-
растает объем наплавленного металла. В узле на рис. 21.17, в особенно
много промежуточных деталей и сварных швов, и усилия с полок балки
на колонну передаются последовательно через три различных шва.
Расчет соединений, ребер, накладок, проверка стенки колонны вы-
полняются в сварных узлах по усилиям, определяемым так же, как и для
жестких прикреплений на болтах.
Исследования показали, что эти узлы обладают высокой жесткостью
и несущей способностью и обеспечивают возможность расчета рамных
систем в упругопластической стадии. Податливость узлов, особенно при
кососимметричном нагружении опорными моментами, в значительной ме-
ре определяется сдвиговыми деформациями стенки колонны. Укрепление
стенки повышает жесткость узла в целом, но увеличивает вероятность
разрушения растянутых стыковых швов в прикреплении полок балки
(или горизонтальных накладок) к колонне.
Гибкое прикрепление балок к колоннам (рис. 21.18.), характерное
для рамно-связевых систем, может быть образовано из свободного при-
крепления (рис. 21.13, а) с использованием более жестких соединений—
высокопрочных болтов и монтажной сварки, а также из жесткого при-
крепления (рис. 21.15, а, в) с заменой соединений на более гибкие—
фланцы уменьшенной толщины, гибкие уголки, тонкие горизонтальные
накладки. Последнее решение часто применяется в рамно-связевых же-
лезобетонных или смешанных каркасах. Для элементов гибких прикреп-
лений допускается, как правило, работа в упругопластической стадии,
поэтому их следует выполнять из сталей классов С38/23—С46/33 с четко
выраженной площадкой текучести.
Узлы а и б на рис. 21.18 достаточно надежны при статической нагруз-
ке и обеспечивают приемлемую податливость вследствие деформаций вер-
тикального ребра и стенки. Податливость узлов и их сопротивляемость
повторным нагрузкам повышаются при замене вертикального ребра
парными уголками, соединяемыми с колонной болтами или вертикаль-
ными сварными швами по перу уголков; характер деформации такого
прикрепления в растянутой зоне балки показан в нижней части
рис. 21.18, б. Достаточно хорошими свойствами обладают и узлы в—д.
Для расчета гибкого прикрепления нужно знать предельный пласти-
ческий момент Мпл, характеризующий несущую способность узла. Эта
величина зависит от многих трудно учитываемых факторов (сложные
условия деформирования фланцев, гибких уголков и других деталей,
неопределенность предела текучести стали), поэтому ее оценивают при-
ближенно, с упрощенными предпосылками.
Для узлов а, б с вертикальными ребрами, толщина которых не менее
толщины стенки балки, пластический момент узла принимается как для
части стенки высотой /гр,
Мпл = "V-2- kR,
4
20-59
313
где &=&min = l, если оценивается минимальное вероятное значение предела текучести
стенки; fe = £max=l,6 для сталей классов С38/23—С46/33, если учитывается наибольшее
вероятное значение пределд текучести.
Для узла в, задаваясь толщиной фланца 6 (8—14 мм) и исходя из
приближенных схем его предельного равновесия при изгибе,
714 = — "l" ^ст h ла ьр
"'пл . , Лет о2 Л7?,
4 о0
где Ь, bo, he? —см. рис. 21.18, в.
В узле г, исходя из пластического изгиба верхней полки уголка тол-
щиной 6уг (10—16 мм) и длиной /уг, при условии, что болтовые соедине-
ния обладают большей несущей способностью,
I Лб2
Л4пл = -^-^,
4/
где Л, f — см. рис. 21.18,г.
Для узла д, который дает наиболее четкое решение, задаваясь ши-
риной Ьн и толщиной бн накладки (причем по условию местной устойчи-
вости должно быть бн> (/н/25) V210/7?,
где R— расчетное сопротивление накладки, МПа),
Мцл — 6ц ftjj hk R.
Значениям &min и &max соответствуют для каждого узла два значения
пластического момента: Л4™п, Л4™лах. При расчете соединений и деталей
узлов, а также балок и колонн рамно-связевой системы выбирается то
значение пластического момента, которое для рассматриваемого случая
более неблагоприятно (для узлов, как правило, максимальное значение).
Так, в узлах а, б шов А и сечение ребра рассчитывают на совместное
действие силы Q и момента Qe + 7Vf™ax, высокопрочные болты и шов Б—
на силу Q и момент А1™ах. В узле в шов В, прикрепляющий опорное реб-
ро к стенке балки, проверяют на силу Q и пластический момент флан-
ца Л4™х,в узлах г, д болты и швы, передающие усилия с полок балки на
колонну, рассчитывают на усилие M^x/h. Если продольные силы в
ригелях рамно-связевой системы значительны, их также следует учесть.
Обычно гибкие прикрепления проектируют таким образом, что значе-
ние Л4™п составляет 7ю—Чь часть момента, воспринимаемого сечением
балки. Это дает возможность при надлежащей расчетной проверке вос-
принять ветровые нагрузки на стадии монтажа, если крановая сборка
колонн и балок опережает на 3—5 этажей уровень замоноличивания пе-
рекрытий и бетонирования ствола жесткости. Что касается стадии экс-
плуатации, то при работе балки только на вертикальные нагрузки от пе-
рекрытия в ее опорных сечениях возникают шарниры пластичности.
Если к системе прикладывается и ветровая нагрузка, то шарниры пла-
стичности, в которых угол поворота от ветра и вертикальной нагрузки
совпадает, сохраняют момент неизменным и в восприятии ветровой на-
грузки не участвуют; остальные шарниры пластичности включаются в
работу на ветер до тех пор, пока действует закон их упругой разгрузки,
и способны воспринять момент, равный примерно удвоенному пластиче-
скому моменту узла прикрепления. С точки зрения работы на знакопе-
ременные моменты узлы по рис.* 21.18, а, б менее предпочтительны, а
узел г обладает той особенностью, что при моментах другого знака верх-
ний уголок упирается в колонну и предельное сопротивление узла будет
зависеть от несущей способности болтов при сдвигающих усилиях.
314
4. Прикрепление раскосов
вертикальных связей
к колоннам и балкам
Стальные плоские и простран-
ственные фермы вертикальных
связей применяются в связевых
и рамно-связевых системах и об-
разуются из колонн, балок (слу-
жащих стойками или распорками
фермы) и раскосов. Раскосы при-
крепляют, как правило, через про-
межуточные детали — фасонки;
прикрепление конструируется по
типу узлов легких или тяжелых
ферм, в зависимости от принятых
сечений и действующих усилий.
Иногда используются фланцевые
Рис. 21.19. Прикрепление раскоса связей на
болтах
2 — ось и грань колонны; 3, 4 — ось и грань
балки
прикрепления.
Если при значениях усилий, действующих в связевой ферме, удает-
ся реализовать свободное или гибкое прикрепление балок к колоннам,
то фасонки для раскосов следует соединять только с колонной (рис.
21.19, а) или только с балкой (смотря по тому, что конструктивно удоб-
нее), чтобы не стеснять свободы поворота балки относительно колонны.
В отдельных случаях, например, в узлах по типу рис. 21.13, б, 21.18, д
прикрепление фасонки удачно совмещается с опорным столиком при ус-
ловии, что раскос подходит к узлу снизу, рис. 21.19, б.
Если балки, входящие в связевую ферму, испытывают большие про-
дольные силы и их прикрепление к колоннам проектируется жестким,
фасонки для раскосов в большинстве случаев можно размешать по схеме
рис. 21.19, б, независимо от того, подходит раскос к узлу снизу или
сверху.
Для болтовых соединений раскосов с фасонками следует применять
высокопрочные болты, чтобы исключить сдвиги в соединениях, которые
могли бы привести к резкому увеличению горизонтальных перемещений
связевой фермы от ветровой нагрузки. Для приспособления к условиям
недостаточно точного изготовления и монтажа применяют овальные
отверстия, круглые отверстия с увеличенным (на 5—6 мм) диаметром,
или прикрепление фасонок к колоннам и балкам также делают болто-
вым. По тем же соображениям в узлах с монтажной сваркой ее исполь-
зуют как в соединении раскоса с фасонкой, так и в соединении фасонки
с колонной, балкой, что, однако, существенно повышает трудоемкость
выполнения узлов.
Прикрепление раскосов рассчитывают на возникающие в них про-
дольные силы от горизонтальных и вертикальных нагрузок. Эти же силы
в соответствии со схемой их приложения должны быть учтены и при
расчете прикрепления балок к колоннам.
20*
315
ГЛАВА 22. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА
НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИЙ
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
§ 1. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА РАМНЫХ СИСТЕМ
Расчет рамных систем многоэтажных зданий выполняется с высокой
точностью на ЭВМ (программы «МАРСС-105», «СИДР-12», «АПР-5»,
программы комплекса «РАСК» и др.). Вместе с тем, для предваритель-
ного определения размеров, вариантного проектирования широко ис-
пользуются приближенные способы, обеспечивающие при малом объ-
еме вычислений практически приемлемые результаты [5], [13], [22].
Выбор соотношения жесткостей
Соотношение жесткостей элементов рамной системы принимается
аналогичным проектам или на основании ориентировочного подбо-
сечений на нескольких уровнях по высоте каркаса. В обычной рам-
по
ра
ной системе регулярной структуры (рис. 22.3, а) такой подбор можно
выполнить: ‘ !
1) для
2)
для
для
ригелей средней рамы, параллельной оси х, по моменту
мх ~ Оу I Qx (z) .
р~ 12 + 2пхпу ’
ригелей средней рамы, параллельной оси у, по моменту
и
₽ 12 2пх Пу
внутренних колонн — по более неблагоприятному из момен-
3)
тов (при выбранном типе и ориентации сечения)
П. *» м “
ПХ Пу
Пх Пу
и продольной силе от постоянной и временной нагрузок вышерасполо-
женных этажей,
где Чу, Чр—расчетная интенсивность постоянной и временной нагрузок, кН/м, для ри-
гелей в направлении осей х или у; Qx(z), Qy(z) —поперечная сила от расчетной ветро-
вой нагрузки, действующей на здание выше рассматриваемого уровня z в направлении
осей х или у\ b, I, h, пх, пу — см. рис. 22.3, а; а« (0,7...0,8)й— для колонн нижнего эта-
жа, а~0,5Л— для колонн остальных этажей.
Вычислив моменты инерции подобранных сечений средней рамы,
для перехода к моментам инерции соответствующих элементов парал-
лельной ей крайней рамы можно принять коэффициент 0,6—0,7, если
типы и габариты сечений элементов при этом не изменяются. Такой
же коэффициент сохраняется для отдельной плоской рамы при перехо-
де от ее средней колонны к крайней.
В системе с внешней пространственной рамой с частым шагом колонн
(см. рис. 22.4) для предварительного подбора сечений и оценки жестко-
стей изгибающие моменты в ригелях и колоннах принимаются:
1) для граней, параллельных оси х,
ллХ (%> Ь ..X Qx (^) ®
------- мх ~---------------
₽ 4пх к 2пх
316
2) для граней, параллельных оси у,
О.у (?) h .
л >
“ 2п„
а продольные силы в колоннах определяются в зависимости от их гру-
зовой площади и действующих постоянных и временных нагрузок вы-
шерасположенных этажей.
2. Приближенный расчет рамных систем
на вертикальные нагрузки
При расчете регулярных рамных систем с жесткими перекрытиями
пренебрегают горизонтальными смещениями от несимметрично распо-
ложенной вертикальной нагрузки и подразделяют систему на плоские
несвободные рамы, собирая постоянную и временную нагрузку на каж-
дую раму с учетом принятой схемы опирания стен, плит и балок пере-
крытий.
Чтобы определить наибольшие продольные силы в колоннах и соот-
ветствующие изгибающие моменты, рассматривают сплошное загруже-
ние всех перекрытий постоянной и временной нагрузкой. При этом ну-
левые моментные точки в колоннах близки к середине этажа (кроме
нижнего), и для оценки изгибающих моментов в регулярной раме до-
статочно рассчитать три ее фрагмента: верхний, средний, нижний (рис.
22.1,а, б), используя по возможности справочные таблицы*.
Однако такой способ недостаточно точен при частичном загружении
перекрытий временной нагрузкой, вызывающей наибольшие изгибаю-
щие моменты в сечениях ригелей и колонн. Возможность частичного за-
гружения учитывается обычно для одного-трех ближайших к расчетно-
му сечению перекрытий, а на остальных перекрытиях предполагается
или полная, или нулевая временная нагрузка в зависимости от того,
какие значения соответствующих продольных сил в колоннах являются
Рис. 22.1. К приближенному расчету плоской несвободной рамы на вертикальную на-
грузку
1 — расчетное сечение
* Справочник проектировщика. Расчетно-теоретический, т. 1/2-е изд. Под ред.
А. А. Уманского. М., 1972.
317
8) I f tt । it 4
Рис. 22.2. К расчету несвободной рамы с исполь-
зованием фокусных отношений
более неблагоприятными. При расчете на частичные загружения удоб-
но использовать «плавающий» фрагмент рамы, образованный загружен-
ным в одном пролете ригелем и примыкающим к нему стержнями (рис.
22.1,в). Рассчитав на выбранном уровне два типа фРагмента, проме-
жуточный и крайний, рассматривают различные их положения относи-
тельно расчетного сечения (например, четыре положения для сечений
колонны тп) и вычисляют для него наибольшие по абсолютному зна-
чению изгибающие моменты разных знаков.
Возможен и другой подход: около расчетного сечения выделяется
достаточно развитый симметричный фрагмент и подбирается схема вре-
менной нагрузки, вызывающая в этом сечении наибольший изгибающий
момент определенного знака; в регулярной несвободной раме такой
подбор несложен (рис. 22.1, а—е). Используя симметрию и группиров-
ку неизвестных, можно быстро определить искомое усилие.
Фрагменты несвободных рам удобно рассчитывать методом переме-
щений с защемляющими связями, наложенными' на средние узлы. Фор-
мулы реакций стержней, расположенных между связями, известны. Ре-
акции остальных стержней типа fj на рис. 22.2, а, где f — упруго защем-
ленный крайний узел фрагмента, а / — средний узел, просто выражаются
через дальнее фокусное отношение стержня kfj—MjfIMfj. При пово-
роте защемляющей связи узла / на угол Z=1 реакция в связи
Г
}i
где ifj — погонная изгибная жесткость стержня fj.
Аналогично определяются реакции других стержней, сходящихся в
узле /. Абсолютные значения реакций на концах стержня fj от равно-
мерно распределенной нагрузки q (рис. 22.2, б)
kfj— 1 ql2 , 1 ql2
= -----rV-
кч—г kn~ —
При шарнирном опирании узла f kfj-^oo, при жестком защемлении
kfj=2, при упругом защемлении если узел f принадлежит край-
ней колонне, 6/j«2,5, если он относится к средней колонне.
Более точное значеие kfj с учетом работы стержней 1, ..., s, .... п,
примыкающих к узлу f за пределами выделенного фрагмента (рис.
22.2, в)
318
k!j = 2+-—------!e2+aJa_(
J n n
v — 2 '/s
^2-lMs/ s=l
S=1
где a=l,5 (или 2), если все стержни типа fs жестко защемлены (или шарнирно опер-
ты) в узле s, 1,6...1.7, если все эти стержни упруго защемлены.
При учете податливости прикрепления ригеля к колонне следует
пользоваться исправленными значениями:
где с=фу/<рр — коэффициент податливости; сру, <рр — изменение угла между осью риге-
ля и колонны и угол поворота шарнирно опертого ригеля от единичного момента в
месте прикрепления. Экспериментальные данные о коэффициенте с недостаточно систе-
матизированы; ориентировочно для жесткого прикрепления ригеля к колонне на мон-
тажной сварке или высокопрочных болтах в упругой стадии работы можно принимать
с да 0,05...0,1.
3. Приближенный расчет рамных систем
на горизонтальные нагрузки
При действии горизонтальной нагрузки рамная система работает как
пространственная конструкция. Если эпюры горизонтальных смещений
выделенных из системы плоских рам подобны, то соотношение их же-
сткостей выражается только через моменты инерции рам на каком-ли-
бо уровне и сохраняется постоянным по высоте. В этом случае в систе-
ме с жесткими дисками перекрытий, симметричной относительно глав-
ных осей (рис. 22.3), ветровая нагрузка распределяется так:
1) на раму /, параллельную оси х,
‘fxi = yxi + 4Xj = Ух -j-%Р -J----’ <22 •
2) на раму v, параллельную оси у,
q0 = q +<7кР = ц -^- + т 1^2, (22.2)
где, qx, qy, ткр — расчетные интенсивности суммарной ветровой нагрузки на систему,
г
кН/м, и крутящего момента от ветра, кН-м/м (см. гл. 19, § 3, п. 2); J— 2 ^jvx2'
v=—r
t
J ~ 2 $ — моменты инерции горизонтальных сечений рам / и v относительно
«А* V J J
/=—t
t г
осей у и х; FjV — площадь сечения колонны р; Jy — У, Jyj, Jx = Jxv — со-
/=—t v-^—r
t
ответствующие моменты инерции горизонтального сечения системы; </йр = 2 1 yj У2/ +
/=—t У
г
+ 2 Jxv xv — момент инерции изгибного кручения системы.
о=—г
В регулярной системе с одинаковым числом колонн в паралелльных
рядах соотношение моментов инерции отдельной рамы и системы прос-
319
Рис. 22.3. К приближенному расчету рамных систем на горизонтальную нагрузку
а — рамная система (боковой вид, план); б—к расчету способом распределения поперечной силы;
в к расчету консольным способом; а, д — определение поперечных сил в ригелях и колоннах;
е — к определению продольных сил в ригеле
то выражается через соотношения площадей сечений колонн, что позво-
ляет исключить громоздкие вычисления.
Если внутренние колонны плоской рамы имеют площадь сечения F,
а крайние — F', то
(fix 2) (пх — 1) F/2 12 , (fly-l)nyF^ xv 12 , F' L2 1 2 J р' 52 4- 9 J (22.3) £
а при одинаковой площади колонн плоской рамы
т _ пх (пх 4- 1) (пх 4- 2) FP Пу (пу 4- 1) (Пу + 2) Fb2
Jyj12 ; =-----------‘' (22.4)
320
Распределив ветровую нагрузку в системе, плоскую раму j рассмат-
ривают как консоль и определяют поперечную силу QXj и изгибающий
момент (рис. 22.3, б, в) от приходящейся на нее нагрузки qxj с уче-
том догружающего влияния крутящего ветрового момента. Если необ-
ходимо определить продольные силы в ригелях рамы, нагрузку q®;
распределяют между наветренной и заветренной сторонами пропорцио-
нально коэффициентам давления |с+|, |с~| и собирают в узлы рамы
в виде сосредоточенных сил W’+, W~. Если учитывается действие ветра
под углом, то рамы каждого направления вначале рассчитывают на со-
ответствующие нагрузки независимо, а затем возникающие в них уси-
лия учитывают совместно (например, в колоннах — изгибающие момен-
ты в двух плоскостях).
Один из способов расчета плоской рамы на горизонтальную нагруз-
ку состоит в распределении общей поперечной силы QX3,m между колон-
нами этажа т (рис. 22.3,6) пропорционально их собственным осевым
моментам инерции (а при разной высоте колонн этажа — пропорцио-
нально величинам Z^/Л®, где v— номер колонны). Принимая, что ну-
левые моментные точки в колоннах расположены посередине высоты
этажа, а в первом этаже — на расстоянии а» (0,7...0,8)Л высоты колон-
ны от ее защемления в фундаменте, дальнейший расчет выполняют в
следующем порядке:
1) прикладывая поперечные силы отдельных колонн этажа в их ну-
левых моментных точках, определяют изгибающие моменты в колоннах;
2) сумму узловых моментов в каждой колонне этажа распределяют
между примыкающими к узлу ригелями пропорционально их погонным
жесткостям и вычисляют поперечные силы в ригелях;
3) рассчитав последовательно все этажи, выделяют из рамы верти-
кальными сечениями отдельные колонны и определяют в них продоль-
ные силы из условия их равновесия с поперечными силами в примы-
кающих ригелях.
В регулярных рамах наибольшие продольные силы получаются в
крайних колоннах, значительно меньшие (и, как правило, другого зна-
ка)— во вторых от края колоннах и нулевые продольные силы — в ос-
тальных внутренних колоннах.
Другой, так' называемый консольный, способ расчета основан на
предположении о линейном изменении продольных деформаций колонн
(и соответствующих им нормальных напряжений о) по ширине рамы,
как в консольном стержне сплошного сечения.
Кроме допущения первого способа о положении нулевых моментных
точек в колоннах дополнительно принимается, что нулевые моментные
точки в ригелях размещаются посередине их пролетов. Последователь-
ность расчета такова:
1) общий изгибающий момент принятый на уровне располо-
жения нулевых моментных точек этажа т, уравновешивается продоль-
ными силами в колоннах рассчитываемой рамы / (рис. 22.3,в),
~ Рjv ~ 7 ' xv Рjv> (22.5)
J У]
2) определив продольные силы в колоннах на всех уровнях, рас-
сматривают простейшие статически определимые фрагменты, выделяе-
мые из рамы по нулевым точкам, например начиная с правого верхнего
угла (рис. 22.3, а), и устанавливают из условий равновесия поперечные
силы в ригелях и колоннах, а при необходимости — и продольные силы
в ригелях (рис. 22.3, е);
321
3) по известным поперечным силам, приложенным в нулевых момент-
ных точках, вычисляют изгибающие моменты в ригелях и колоннах.
На втором этапе расчета, используя условия равновесия более круп-
ных фрагментов — ярусов рамы (рис. 22.3, д), можно сразу определить
поперечную силу в любом сечении ригеля, как сумму приращений про-
дольных сил в колоннах справа (или слева) от этого сечения,
= A/p.m+i)* (22.6)
V
Для контроля ее можно оценить как накопленную по высоте яруса
сдвигающую силу между колоннами v и v—1, опираясь на балочную
аналогию,
Tv т~ Qxj,m Syj,v , (22.7)
2
1 v
где Qxj.m — (.Qxj,m + Qx/.m+i); Syj,v — 2j fivXv — статический момент отно-
£ V
сительно оси у сечений колонн, расположенных правее (левее) ригеля, в котором опре-
деляется поперечная сила; SVj,Vt как и Jyj удобно выражать через относительные пло-
щади сечений колонн.
Поперечные силы в колоннах:
Qv.m — Qo.m+1
л TP+i<mIv+i
4o,m+i — , 1 . .
fim+i "Г nm
где Tv,m, Tv+ltm — поперечные силы в ригелях пролетов lv, lv+i слева и справа от рас-
„ 1, Qxj,m .
сматриваемои колонны v; кт — —----------; в первом ярусе вместо пт принимается
QxJ,m+i
i—a).
(22.8)
В регулярной системе с внешней пространственной рамой при дей-
ствии нагрузки qx (рис. 22.4) общий изгибающий момент Мх уравнове-
шивается продольными силами во всех колоннах системы, а общая по-
перечная сила Qx распределяется поровну между гранями, параллель-
ными направлению нагрузки.
Пренебрегая нелинейностью в распределении осевых деформаций ко-
лонн, обусловленной изгибной податливостью ригелей как связей сдви-
га между колоннами, и применяя консольный способ расчета, продоль-
ные силы в колоннах этажа т определяют по формуле
М - Мх'т.^ х р
tvv,m — , *v rv>
Jy
где Mx,m — общий изгибающий момент от нагрузки qx на уровне нулевых моментных
точек этажа т\ х„, Fv — координата и площадь поперечного сечения рассматриваемой
колонны; Jv — момент инерции горизонтального сечения всех колонн системы относи-
тельно оси у.
Если площадь сечения угловых колонн равна F', а всех остальных —
F, то
у —
{пх — 2) («X — 1) »х Fl2
б'
L2
+ &F' + {tiy - 1) F] .
При этом условии продольные силы в промежуточных колоннах гра-
ней, перпендикулярных направлению ветра, одинаковы.
Чтобы определить поперечные силы в ригелях и колоннах системы
с двумя осями симметрии, достаточно рассмотреть условия равновесия
четвертой части яруса abc (рис. 22.4,6). По линии сс поперечная сила
в ригеле равна нулю, но по мере продвижения к угловой колонне, а за-
тем к линии аа она увеличивается, уравновешивая сумму приращений
322
продольных сил в колоннах,
расположенных правее рас-
сматриваемого сечения риге-
ля. Значения поперечных
сил в ригелях и колоннах
фрагмента abc можно вы-
числить по формулам
(22.6) — (22.8), учитывая в
них под знаком суммы и ко-
лонны грани Ьс, при усло-
вии замены Qxj.m, Qxj,m+1
на —Qx,m+i‘ По-
скольку Sy,v определяется
только для фрагмента abc,
момент инерции Jy вводится
в формулу (22.7) с множи-
телем 1/2.
Изгибающие моменты в
ригелях и колоннах вычис-
ляют как в консольном спо-
собе, причем в угловых ко-
лоннах действуют изгибаю-
щие моменты в плоскостях
обеих взаимно перпендику-
лярных граней. _
На нагрузку qy систему
Рис. 22.4. К приближенному расчету системы с
внешней пространственной рамой на
горизонтальную нагрузку
рассчитывают аналогично.
При необходимости учета
крутящего - момента Мкр,т
а — план системы; б — к условиям равновесия яруса
1 — фактические эпюры осевых деформаций колонн
от действия ветровой нагрузки выше этажа zn, его приближенно рас-
пределяют по граням системы в виде поперечных сил:
^кр.тп
2В
ЛКР ~ ^кр.тп
~ 2L
Их догружающее влияние можно оценить первым из рассмотренных
выше способов расчета плоских рам, при этом продольные силы в угло-
вых колоннах взаимно компенсируются, а в колоннах, ближайших к уг-
ловым, ими можно пренебречь.
Изгибающие моменты от внецентренного опирания ригелей и балок
перекрытий, вызывающие изгиб колонн из плоскости граней, следует оп-
ределить дополнительно.
Основной недостаток приближенных способов расчета рамных си-
стем относительно большой высоты состоит в том, что они не учитывают
влияния осевых деформаций колонн на распределение усилий в системе.
Соответствующие поправки к усилиям можно установить методом по-
следовательных приближений, на основе расчета дискретно-контину-
альной модели рамы в виде составного стержня или расчета исходной
системы на ЭВМ.
После расчета системы на вертикальные и горизонтальные нагруз-
ки составляют таблицу усилий для сечений колонн и ригелей, устанав-
ливают неблагоприятные комбинации усилий при различных сочетаниях
нагрузок, затем подбирают и проверяют сечения в соответствии с тре-
бованиями СНиП [15], [17].
323
Коэффициент расчетной длины колонн свободных рам с жесткими
узлами принимается по СНиП [17]. В системе с внешней пространствен-
ной рамой при проверке устойчивости промежуточных колонн из плос-
кости граней допускается считать их расчетную длину равной высоте
этажа.
4. Перемещения рамной системы
от горизонтальной нагрузки
Угол перекоса (сдвига) ячеек регулярной рамы, обусловленный уп-
ругим изгибом колонн и ригелей в пределах высоты этажа от единич-
ной силы Q— 1 (рис. 22.5),
-___h / 1__________1 \
У 12 \ ntp 2iz + (л—1) i /’
где iv = EJvll, i—EJ!h, i'=EJ'lh — погонные жесткости ригеля, средней и крайней
колонн.
Если жесткости или их соотношения меняются по высоте рамы, зна-
чения у вычисляют для нескольких уровней. Определяют соответствую-
щие углы перекоса 7Q=yQH от фактической поперечной силы, вызван-
ной статической составляющей нормативной ветровой нагрузки, кото-
рые не должны превышать предельно допустимых значений (см. гл. 19),
§ 4, п. 4). Дополнительные углы перекоса 7л/, возникающие от разности
осевых деформаций смежных колонн при действии ветра, в крайних ячей-
ках этажа противоположны по знаку значениям а в средних ячей-
ках пренебрежимо малы, поэтому обычно их не учитывают.
Прогиб рамы Д(г) от статической составляющей нормативной вет-
ровой нагрузки в направлении оси х складывается из прогиба, обус-
ловленного осевыми деформациями колонн (общий изгиб заменяющего
раму консольного стержня с жесткостью EJy), и относительных сдвиго-
вых смещений этажей от перекоса ячеек. Приближенно
z г
JM мя- с
dz+ (22.9)
где QH, —изгибающий момент и поперечная сила от нормативной ветровой на-
грузки для рамы /; Qi — то же, от единичной горизонтальной силы по направлению
искомого прогиба на уровне z.
При изменяющихся по высоте значениях EJyj, 7 интегрирование вы-
полняется по участкам. Если же они постоянны, то прогиб верха рамы
при трапециевидной эпюре нормативной ветровой нагрузки с нижней и
верхней ординатами qXj,a, qXj,B равен
Л - - “с Qxj.в V
8EJyi 2 ’
. 4 / qxj н \ 1 / Qxj.tr \
где аи = 1 — —— 1-----------------, ас = 1 — — 1-----------------------,
16 \ Qxj,в / 6 \ Qxj,B 1
(22.10)
Прогиб может быть выражен только первым слагаемым формулы
(22.10), если вместо /ю использовать приведенный момент инерции,
1 1
(22.11)
^7=<,Л, ар/" FT V
114 —и ТУ 14-38 7
П аи Н* ’ Н2
324
Рис. 22.5. Перекос ячеек регулярной
рамы
Рис. 22.6. К расчету кон-
соли по деформирован-
ной схеме
При вычислении прогиба системы с внешней пространственной ра-
мой значения нагрузок, усилий, жесткостных характеристик принима-
ются для системы в целом.
Отношение. Д/Я не должно превышать предельно допустимого зна-
чения [Д/Я] = 1/500 (см. гл. 19, § 4). Для ветровой нагрузки в направ-
лении оси у прогиб здания оценивается аналогично.
При проектировании целесообразно проверять перекосы и прогибы
сразу же после предварительного подбора сечений (см. гл. 22, § 1, п. 1),
с тем чтобы своевременно внести изменения в размеры сечений или в
компоновку системы, если перемещения существенно превышают пре-
дельно допустимые значения.
5. О расчете по деформированной схеме
Действие вертикальной нагрузки на систему, отклоненную от неде-
формированного состояния горизонтальной нагрузкой, приводит к уве-
личению перемещений и внутренних усилий в системе. Например, в
равномерно нагруженной консоли с линейным изменением горизонталь-
ных перемещений по ее высоте (рис. 22.6) прогиб Д от расчетной гори-
зонтальной нагрузки q увеличивается до значения До в результате влия-
ния составляющей pho/H расчетной вертикальной нагрузки. Полагая
• Др
q -j- р-
До «
-— =-----------, получим
Д Я
прогиб пропорциональным нагрузке, т. е.
До =
где т]р = j—— коэффициент влияния вертикальной нагрузки в деформирован-
ной схеме на перемещения и усилия, вызванные горизонтальной поперечной нагрузкой.
При ограничении прогиба от нормативной горизонтальной (ветровой)
нагрузки (Д/Я) (qa/q) ^1/500 и обычном для многоэтажных зданий от-
ношении p/qfv4Q...8O значение т]р« 1,1...1,25. Представляя раму как
консоль с характеристиками EJ, у, можно принять для оценки г]р из-
вестное более общее приближение,
1
(22.12)
% 1-Р0/^кр
где Ро=рН — сумма всех постоянных и временных вертикальных нагрузок на раму,
(22Л3’
325
7 84 EJ 3
P-i — —, Ря — —^-—критические значения суммарной вертикальной пагруз-
л
ки, соответствующие потере устойчивости упругой консоли при изгибе, сдвиге.
т т п «
Используя представление Ркр =---------1 2 через приведенную гибкость,
^пр
получим
Л2 EF0
где
&пр = EF0 (1/Pi + i/P2) - |/ + -у- EF0 У ; (22.14)
1 Г л2 Н 1,12/7
Z I/ 7........яа---=---------’ — площадь горизонтального сечения всех колонн
г 7,о4 г0 г0
рамы (в нижнем сечении); rQ=yJIFo—радиус инерции этого сечения.
Для регулярной рамы, в которой геометрические характеристики ко-
лонн и ригелей не меняются по ее ширине
L -1 / пт 2
Го== 2 V Зп
где г — радиус инерции сечения колонны относительно собственной оси, перпендикуляр-
ной плоскости рамы; i, iP— погонные жесткости колонны, ригеля, n=LjL
Коэффициент т]р позволяет учесть влияние деформированной схемы
в виде проверки условия прочности, относящегося к крайней колонне
(волокну) рамы-консоли:
"Т11"Пр < или “-(1 + ^от]р) <mR, (22.15)
го IFq г0
где Мо — общий изгибающий момент от ветровой нагрузки в нижнем сечении рамы,
т0 — (Mo/Pq) (Fq/Wq) — е0/р0; №0, р0= Wo/Fo —момент сопротивления и ядровое рас-
п -f- 2
стояние нижнего горизонтального сечения рамы; в регулярной раме р0= —-— L.
С другой стороны, рассматривая раму как консоль, внецентренно
сжатую с постоянным эксцентриситетом ей=М0/Рй, можно взамен фор-
мулы (22.15) использовать нормативное условие ее общей устойчивости
Ро/ Фвн 0 ** »
(22.16)
где фвн — коэффициент, определяемый для рамы как для сквозного стержня с услов-
ной приведенной гибкостью ХПр=Лпр VR/Е и относительным эксцентриситетом т0 и
принимаемый не более коэффициента продольного изгиба, соответствующего гибко-
сти Хпр.
Из сопоставления формул (22.15), (22.16) получаем
1 + т0 т]₽ = —-
Фвн
1 Фвн
и Т]р =-------- .
Фвн то
Эта оценка приводит, как правило, к более высоким значениям т]р, чем
формула (22.12), из-за использования схемы внецентренно сжатой
консоли вместо сжато-изогнутой.
326
Влияние деформированной схемы необходимо учитывать и в расче-
те устойчивости отдельных колонн рамы, принимая расчетные значения
продольной силы и изгибающего момента для колонны по формулам:
N = Np+N^r\p-, M=Mp + Mqf\p, (22.17)
где Wp, Мр — усилия от вертикальной нагрузки (с учетом коэффициентов сочетаний);
Nq, Мд — то же, от горизонтальной нагрузки.
Нормативное условие устойчивости колонны как внецентренно сжа-
того стержня
M/^HF<mR, (22.18)
тде фдН — коэффициент, определяемый в зависимости от условной гибкости колонны
Ьк = ^R/E и приведенного эксцентриситета тх = r]mK = 4 (M/N) (F/W) = т] (e/p);
Хк — ph/г; p, — коэффициент расчетной длины колонны, для многоэтажных свободных
рам определяется по СНиП [17]; ц—коэффициент влияния формы сечения сплошной
колонны; р — ядровое расстояние сечения колонны.
Если проверка по формуле (22.18) выполняется для крайней колон-
ны в нижнем сечении рамы-консоли, и полная вертикальная нагрузка
Ро распределяется между колоннами пропорционально площади их по-
перечных сечений, то N—Np(l + т]р) = >
и формула (22.18) приводится к виду
---------< mR, (22.19)
•РвнФвнЛ)
объединяющему влияние деформированной схемы на общую устойчи-
вость рамы и устойчивость отдельной колонны.
§ 2. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА СВЯЗЕВЫХ
И РАМНО-СВЯЗЕВЫХ СИСТЕМ
Вертикальные постоянные и временные нагрузки, в соответствии с
компоновкой системы и схемой опирания стен, плит, балок перекры-
тий, собирают: на колонны, не входящие в связевую конструкцию; на
колонны связевых конструкций; на стенки диафрагм и стволов жест-
кости. Для стенок с включенными в них колоннами вертикальная на-
грузка распределяется между стенкой и колоннами пропорционально
их осевым жесткостям.
По аналогии с рамными системами рассматривают схемы сплошно-
го и частичного загружения системы временными вертикальными на-
грузками. Чаще всего вертикальные нагрузки не вызывают горизонталь-
ных смещений, существенных для работы системы. Но при значитель-
ных эксцентриситетах общей продольной силы, действующей в связевой
конструкции, или разных осевых деформациях ее вертикальных элемен-
тов возникает изгиб или кручение всей системы, которые можно учесть
методами, изложенными в [2], [4].
При действии горизонтальных нагрузок связевые и рамно-связевые
системы работают как пространственные конструкции. Поэтому сначала
распределяют нагрузки или вызванные ими обобщенные усилия между
частями и элементами системы (см. гл. 22, § 2, п. 4), после чего они рас-
сматриваются независимо. Для расчета связевых и рамно-связевых си-
стем на ЭВМ используются специализированные (например, «ПАРАД»)
и универсальные программы («СУПЕР», «МИРАЖ», «МАРСС-105»
и др.).
327
Рис. 22.7. к расчету колонн и ригелей в связевой системе
1. Особенности расчета колонн
Колонны, не входящие в связевую конструкцию, испытывают про-
дольные силы от вертикальных нагрузок и относительно небольшие из-
гибающие моменты. При свободном прикреплении ригелей крайние ко-
лонны (рис. 22.7, а) загружены сосредоточенными моментами М^ =
= Qei внецентренного приложения опорных давлений ригелей от посто-
янной и временной нагрузок, промежуточные колонны (рис. 22.7, б) —
разностью соответствующих моментов Af2=Qnen—<?лел при односто-
ронней временной нагрузке на одном из перекрытий (учет односторон-
ней нагрузки на двух перекрытиях несколько увеличивает расчетный
момент, но уменьшает продольную силу в колонне).
При неточном изготовлении и монтаже перелом оси колонны в мес-
те стыка приводит к появлению горизонтальной силы T=eN. Если
стык, как обычно, вынесен за пределы ригеля, в колонне возникают до-
полнительные моменты (рис. 22.7, в). Из обследования железобетонных
каркасов [18] получено еж 0,01. Стальные каркасы изучены в этом от-
ношении недостаточно, неясно также фактическое положение линии
действия продольной силы в стыке с переломом оси. Но указанное зна-
чение е близко к соотношению между условной поперечной силой QycJI
центрально сжатой колонны и продольной силой N и может быть при-
нято как первое приближение.
Влияние случайных эксцентриситетов из-за смещения осей стальных
колонн в стыке, а также изгиба колонн местной ветровой нагрузкой в
пределах высоты этажа в большинстве случаев пренебрежимо мало.
В рамно-связевых системах дополнительно учитывают изгибающие
моменты и продольные силы в колоннах от горизонтальных нагрузок.
2. Особенности расчета ригелей
и балок перекрытий
Шарнирно опертые и частично защемленные ригели и балки пере-
крытий связевых и рамно-связевых систем воспринимают главным об-
разом изгибающие моменты. Вместе с тем, в них возникают и продоль-
ные силы (сжимающие или растягивающие), обусловленные давлением
ветра на наружные стены, внецентренным приложением вертикальной
нагрузки к колоннам (рис. 22.7,6), переломом осей колонн. Если про-
дольная сила в ригеле зависит от перелома осей нескольких колонн
(рис. 22.7,г), то согласно [18] ее можно определить по суммарной силе
328
Рис. 22.8. К определению неизвестных
обобщенных внутренних усилий в стати-
чески неопределимой связевой конструк-
ции
Рис. 22.9. К расчету многопоясной плос-
кой фермы
ТО = 8В2^
где п — число учитываемых колонн, еп=0,01га~1^3— вероятное значение угла перело-
ма п колонн.
При одинаковых продольных силах в колоннах То=0,01 n2/3N. Nna-
логичное правило, ввиду отсутствия более обоснованных данных, мож-
но принять для суммирования условных поперечных сил в колоннах
ФоуСл ~ rt~1/32 Фусл» если их учитывают взамен сил Т.
На действие силы То (или Фоусл) необходимо проверить как сече-
ния ригелей и балок, так и узлы их прикрепления к колоннам и связе-
вым конструкциям.
3. Особенности расчета стальных
связевых конструкций
При известных вертикальных и горизонтальных нагрузках стальные
связевые конструкции в виде плоских и пространственных ферм (см.
рис. 20.2, 20.18) рассчитывают методами строительной механики.
В приближенном расчете решетчатая конструкция заменяется экви-
валентной по жесткостным характеристикам сплошной конструкцией,
в сечениях которой и определяют обобщенные внутренние усилия (про-
дольные и поперечные QOx, Qoy силы, изгибающие Л40х, AfOy и крутя-
щие Л1Кр моменты); при необходимости (рис. 22.8) должна быть рас-
крыта статическая неопределимость заменяющей сплошной конструк-
ции. По обобщенным усилиям обычными приемами определяют продоль-
ные силы в поясах (колоннах), распорках (ригелях) и раскосах свя-
зевой конструкции, при этом в пространственных фермах предварительно
распределяют обобщенные поперечные силы и крутящий момент по
плоским граням такими же способами, как в решетчатых башнях вы-
сотных сооружений.
Приближенный расчет многопоясной, внутренне статически неоп-
ределимой плоской фермы (рис. 22.9) можно выполнить так:
1) усилие No распределить между колоннами пропорционально пло-
щади их поперечных сечений;
2) по аналогии с консольным способом расчета рам продольные си-
лы в колоннах от изгибающего момента Л10х определить по формуле
21—59
329
(22.5), сдвигающие силы Tv между колоннами — по формуле (22.6) или
через поперечную силу Qox по формуле (22.7);
3) соответствующие усилия в раскосах фермы вычислить по фор-
муле Pv=74,/sin эти усилия могут быть и растягивающими, и сжи-
мающими в зависимости от направления раскоса и ветровой нагрузки;
4) продольные силы в ригелях-распорках установить из условия
равновесия узлов фермы.
Осевое сжатие колонн вертикальными нагрузками вызывает допол-
нительные напряжения в раскосах связевых ферм. В двухпоясных фер-
мах эти напряжения вычисляют по формулам:
крестовая решетка (см. рис. 20.19, е)
+2 — -^
й2 d Р dh2 FpHP
полураскосная решетка (см. рис. 20.19, в, г)
----%----— . (22.21)
о2 , Ьл F
й2 24d J рИр
N
где стк= “—осевое напряжение в колонне; d — длина раскоса; F, Fpnr, F? — площадь
г
поперечного сечения колонны, ригеля, раскоса; 7риг — момент инерции сечения ригеля.
В полураскосной решетке необходимо учесть усилия в раскосах от
вертикальной нагрузки на поддерживаемый ими ригель. Для раскосов
многопоясной фермы с решеткой по схеме рис. 22.9 пригодна формула
(22.20). От усилий в раскосах AoFp, приложенных в узлах фермы, вы-
числяют дополнительные усилия в ригелях-распорках и при необходи-
мости разгружающие усилия в колоннах.
После подбора и проверки сечений связевых ферм определяют их
перемещения от нормативной составляющей ветровой нагрузки: углы
перекоса (сдвига) панелей у=уСн, прогибы — по формуле (22.9) или,
в частном случае трапециевидной нагрузки — по формуле (22.10).
Значение угла сдвига панели двухпоясной фермы от единичной по-
перечной силы равно:
для крестовой решетки с обоими работающими раскосами (см. рис.
20.19, е)
1 d3
у = -— -------; (22.22)
r 2EFp hb3
б) для крестовой решетки с одним работающим (растянутым) рас-
косом, а также для треугольной и раскосной решеток (см. рис. 20.19, а,
б)
1 d3
(22*23)
hi Р {IIP
в) для полураскосной решетки (см. рис. 20.19, в, г)
-2d3
(22‘24)
b/Г -р
Для многопоясной плоской фермы (рис. 22.9) с п одинаковыми
ячейками по ширине фермы угол сдвига панели Тф=у/я, а при разли-
чающихся ячейках
_______________1_______________
4~ 1/?2 + ••• + 1/уп
(22.25)
330
/Вс \2
где J„,B = 2F (J-) ; И, «----------
1 3,8
При определении прогиба пространственной связевой фермы учиты-
вается момент инерции всех колонн-поясов ее поперечного сечения, а угол
сдвига фермы уф определяется умножением угла сдвига ее грани, па-
раллельной направлению единичной поперечной силы, на коэффициент
распределения поперечной силы для этой грани.
Кроме того, необходимо проверить углы перекоса наиболее небла-
гоприятно расположенных ячеек здания, примыкающих к связевым
конструкциям или расположенным между ними (см. рис. 19.4), и срав-
нить их с предельно допустимыми значениями.
4. Распределение горизонтальной нагрузки в связевой системе
Рассмотрим систему из нескольких связевых конструкций (рис.
22.10), объединенных жесткими перекрытиями, пренебрегая собствен-
ной изгибной жесткостью колонн, расположенных вне связевых конст-
рукций. Предполагаем, что соотношение жесткостных характеристик в
системе, установленное для некоторого уровня, например нижнего, не
изменяется с высотой.
Для поперечного сечения t-й связевой конструкции вводятся собст-
венные геометрические характеристики: Jxi> Jyi — осевые моменты
инерции; JKi — момент инерции свободного кручения; Jai —момент
инерции изгибного кручения.
Момент инерции изгибного кручения для стволов открытого дву-
таврового сечения (индекс i опущен):
ствол со сплошными стенками (рис. 22.11, а)
/<0 ~ 24 ;
ствол с решетчатыми стенками (рис. 22.11,6)
/ Lc \а
2Ллв(~г-) *с’
1 _
-----“— » Yb — угол сдвига фермы шириной Вс,
ШуВ Ув
Я2
определяемый по формулам (22.22)—-(22.25); Н — высота ствола.
Момент инерции свободного кручения для стволов замкнутого пря-
моугольного сечения равен:
ствол со сплошными стенками (рис. 22.11, в)
2В^2
'«- BjbB+LjbL :
ствол с решетчатыми гранями (рис. 22.11, а)
25^
JK «--------2-2---,
где ув, уъ — углы сдвига ферм-граней шириной Вс, Le, G— модуль сдвига, для стали и
бетона G^Q,4E.
Геометрические характеристики связевых конструкций из разных
материалов приводят к одному материалу умножением на отношение
модулей упругости. Влияние проемов в стволах со сплошными стенка-
ми учитывают способами, рассмотренными в [2], [18].
21*
331
Рис. 22.10. К расчету связевой системы на горизонтальную нагрузку
Рис. 22.11. Стволы жесткости открытого и замкнутого сечений
Чтобы упростить расчет, обычно принимают: для стволов открытого
сечения ZK«0 (для стволов уголкового и крестового сечения также и
Л)~0), для стволов замкнутого сечения — /ю«0, для плоских диаф-
рагм, сплошных и решетчатых — JK«0, 7ю«0 и, кроме того, пренебре-
гают осевым моментом инерции при изгибе диафрагмы из ее плоско-
сти.
Геометрические характеристики для связевой системы в целом оп-
ределяют по формулам:
п п п
~ 2 ~ 2 Jyi ’ = 2
п п п
^ = 2^+2 yi +2 J<s>i *
где Xi, yi—координаты центра тяжести i-й связевой конструкции относительно центра
жесткостей системы.
Координаты центра жесткостей относительно геометрического цент-
ра плана здания:
^xi xi У(
X0 — T : Уо~ J i
J X J у
где xit yt—определяют положение центра тяжести i-й связевой конструкции; предпо-
лагается, что в отношении хотя бы одной из осей плана здания асимметрия располо-
жения связевых конструкций мала и поэтому можно пренебречь поворотом осей хоу
относительно х'о'у'.
332
Расчетная ветровая нагрузка на здание (с учетом динамической
составляющей) характеризуется (см. гл. 19, § 3, п. 2) интенсивностями
распределенной нагрузки qx, qy, кН/м, и крутящего момента шкр,
кН-м/м, вычисленного с учетом эксцентриситета приложения нагрузок
относительно центра жесткостей.
Рассматривая систему в целом как тонкостенный консольный стер-
жень с жесткостями 6/к и Е/ы и характеристикой k2= 0,4-^-,
*'<D
предварительно распределяют ткр на момент свободного кручения тк
и изгибно-крутящий момент т®, изменяющиеся по высоте системы
различно.
После этого нагрузки в системе распределяются следующим обра-
зом:
в направлении оси х
_0 Л г т . /99 9^
Яxi = 4xi + Qxi ~ Ях —Г~ — m<i> > < 22 •26)
Jy W
в направлении оси у
= + = (22.27)
крутящий момент на ствол открытого сечения
<22-28)
•'о
крутящий момент на ствол замкнутого сечения
2Кч
J к
Возможно (см. [18]) приближенное распределение крутящего мо-
мента ткр, основанное на замене жесткости свободного кручения
б/к.г стволов замкнутого сечения эквивалентной жесткостью изгибно-
го кручения EJ*ai и позволяющее отказаться от расчетной схемы тон-
костенного стержня, поскольку в системе с нулевой жесткостью свобод-
ного кручения тк—0, а та —ткр.
Так как зависимость от координаты z углов закручивания ствола
при свободном и изгибном кручении различна, в качестве условия эк-
вивалентности используется равенство средних по высоте ствола углов
закручивания или равенство соответствующих критических сил (см.
[18]), что приводит к выражению ~0,05/к,г//2. При таком подходе
в формулах (22.26) — (22.28) принимается mw=mKP, вместо /обводит-
ся /^=^0+2 ^ор где t — число стволов замкнутого сечения, а взамен
тк,г на ствол замкнутого сечения передается т^.=ткр(/*;/./*).
Соотношения геометрических характеристик в формулах (22.26) —
(22.28) выполняют роль коэффициентов распределения нагрузки, ко-
торые по принятому выше предположению не зависят от рассматрива-
емого уровня z. Поэтому эпюры нагрузок для отдельной связевой кон-
струкции подобны эпюрам нагрузок на систему в целом. Для оценки
коэффициентов распределения достаточно знать относительные площа-
ди элементов, образующих связевые конструкции, и основные геомет-
рические размеры.
Распределив нагрузки в системе, каждую связевую конструкцию
рассчитывают независимо от других. В стволах открытого сечения с
¥=0, кроме усилий поперечного изгиба, дополнительно учитывают
бимомент . В стволе двутаврового сечения (рис. 22.11, а, б) бимо-
333
Рис. 22.12. Плоская расчетная схема
рамносвязевой системы
п — число сплошных связевых конструк-
ций; т — то же, решетчатых; k — число
плоских рам
ем жесткостных характеристик
В И, [4].
мент эквивалентен действующим в
плоскости полок противоположно на-
правленным парам с абсолютной ве-
личиной Ba/Lc.
Влияние деформированной схемы
на работу связевой системы прибли-
женно оценивают коэффициентом н?
(см. гл. 22, § 1, п. 5), который опре-
деляют для системы в целом. При
этом учитывают всю вертикальную на-
грузку многоэтажного здания и при
необходимости влияние перемещений
при кручении системы (см. [2], [4]).
Более сложные связевые системы с
разнотипными конструкциями, с пере-
менным по высоте здания отношени-
и другими особенностями рассмотрены
5. О распределении нагрузок в рамно-связевой системе
Для основных рамно-связевых систем (см. гл. 20, § 1, п. 4) устанав-
ливают прежде всего распределение нагрузок между ее связевой и
рамной частью.
При расчете системы на изгиб используют плоскую расчетную схе-
му (рис. 22.12), в которой разнотипные конструкции соединены шар-
нирно прикрепленными стержнями, заменяющими жесткие диски пе-
рекрытий. Так как формы изгиба отдельных независимо работающих
конструкций различны, при их объединении в систему возникают силы
взаимодействия, обеспечивающие одинаковые горизонтальные переме-
щения конструкций на любом уровне. Эти силы и соответствующее им
распределение нагрузки можно установить на основе дискретной схе-
мы, учитывая все связи-перекрытия или их часть, или из расчета дис-
кретно-континуальной расчетной схемы [2], [4]. Аналогичный подход ис-
пользуют для расчета системы на кручение.
§ 3. УЧЕТ УСЛОВИЙ ВОЗВЕДЕНИЯ ЗДАНИЙ ПРИ РАСЧЕТЕ КОНСТРУКЦИЙ
Условия нагружения и работы несущей системы многоэтажного
здания при его возведении и эксплуатации могут резко различаться.
При строительстве здания изменяется его форма, размеры, распре-
деление масс и жесткостей, взаимодействие элементов. Это влияет на
значения и распределение атмосферных нагрузок и воздействий, нагру-
зок от веса конструкций и частей здания; возникают нагрузки от мон-
тажных механизмов, складируемых изделий и материалов. Несущая
система здания меняется в процессе его возведения, поэтому для оп-
ределения внутренних усилий, деформаций и перемещений системы и
проверки ее монтажной жизнеспособности следует рассматривать пере-
менную во времени расчетную схему [2]. Для расчетных значений крат-
ковременных нагрузок, учитываемых в этой стадии, нормы [15] преду-
сматривают снижение на 20%, так как продолжительность возведения
намного меньше срока службы здания.
Расчетные схемы конструкций должны соответствовать принятому
методу возведения здания, последовательности монтажа элементов и
334
включения их в работу системы, а также учитывать возможность из-
менения во времени их жесткостных характеристик и условий опирания.
Следует проверить допустимость того или иного опережения крановой
сборки по отношению к бетонированию диафрагм, стволов жесткости,
перекрытий и принять решение по размещению монтажных связей.
Важно выяснить характер взаимодействия несущих и ограждающих
конструкций в процессе возведения здания и, в частности, согласовать
допуски и проектные зазоры в стыках ограждающих элементов с ожи-
даемыми деформациями и перемещениями несущей системы, обеспечи-
вая возможность беспрепятственного монтажа стен, витражей, остек-
ления.
При выборе метода и усилий предварительного напряжения в несу-
щих системах, показанных на рис. 20.8, ж, з, необходимо учитывать
последовательность приложения постоянных нагрузок при монтаже
здания и проверять расчетом состояния системы, возникающие на всех
этапах ее работы (до, в процессе и после создания усилий предвари-
тельного напряжения). Следует иметь в виду, что после предваритель-
ного напряжения такие системы ведут себя как статически неопреде-
лимые не только при горизонтальных, но и при вертикальных нагруз-
ках; в частности, вертикальные нагрузки от веса перекрытий и стен
распределяются в месте их приложения между нижней и верхней ча-
стями предварительно-напряженных подвесок и вант, вызывая в них
соответственно сжимающие и растягивающие усилия. Это необходимо
учитывать при выборе требуемого усилия предварительного напряже-
ния, если оно должно обеспечить йевыключаемость подвесок и вант
при возможных сжимающих усилиях.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Архитектура гражданских и промышленных зданий. Учеб, для вузов. В 5-ти т./Под общ.
ред. В. М. Предтеченского.Т, 4. Беликовский Л. Б. Общественные здания. М,, 1977.
2. Дроздов П. Ф. Конструирование и расчет несущих систем многоэтажных зданий и их эле-
ментов. М. 1977.
3. Дыховичный Ю. А. Конструирование и расчет жилых и общественных зданий повышенной
этажности. М., 1970-
4. Железобетонные конструкции. Спец. курс. Учеб, пособ. для вузов. Под общ, ред. В. Н. Бай-
кова. М., 1974.
5. Остроменцкий Ю. Ц.» Портаев Л- П. Приближенные и сокращенные способы расчета ста-
тически неопределимых систем. М., 1964.
6. Попкова О. М. Конструкции высотных зданий за рубежом./Госстрой СССР, ЦИНИС. М„
1973.
7. Попкова О, М. Конструкции зданий с подвешенными этажами./Госстрой СССР, ЦИНИС.
М., 1976.
8. Попкова О. М. Конструкции зданий с консольными этажами./Госстрой СССР, ЦИНИС. М.,
1978.
9. Руководство по проектированию железобетонных конструкций с жесткой арматурой./Гос-
строй СССР, НИИЖБ. М., 1978.
10. Руководство по проектированию одноэтажных и многоэтажных производственных зданий
со стальным каркасом в сейсмических раЙонах./Госстрой СССР, ЦНИИпромзданий. М., 1977.
11. Руководство по расчету зданий и сооружений на действие ветра./Госстрой СССР, ЦНИИСК
им. Кучеренко. М., 1978.
12. Справочник по динамике сооружений/Под ред. Б. Г. Коренева, И. М. Рабиновича. М., 1972.
13. Справочник проектировщика. Металлические конструкции./Под ред. Н. П. Мельникова, 2-е
изд. М., 1980.
14. Стрелецкий Н. С., Стрелецкий Д. Н. Проектирование и изготовление экономичных метал-
лических конструкций. М., 1964.
15. СНиП 11-6-74. Нагрузки и воздействия. М., 1976.
16. СНиП П-А.12-69*. Строительство в сейсмических районах. М., 1977.
17. СНиП П-В.3-72. Стальные конструкции. М., 1974.
18. Ханджи В. В. Расчет многоэтажных зданий со связевым каркасом, М., 1977.
19. Харт Ф.» Хенн В., Зонтаг X. Атлас стальных конструкций./Многоэтажные здания. Пер. с
иеМ, М., 1977.
20. Цифринович А. 3. Монтаж зданий повышенной этажности. Учеб, пособ. для вузов/МИСИ
им. Куйбышева, 1976.
21. Швиденко В. И. Монтаж высотных зданий. Киев, 1977.
22. Шуллер В. Конструкции высотных зданий./Пер. с англ. М., 1979.
23. Proceedings of the International Conference on «Planning and Design of Tall
Buildings», Lehigh University» Bethlehem, Pennsylvania, August 21—26, 1972*
335
РАЗДЕЛ V. ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ МОСТОВ
ГЛАВА 23. ОСОБЕННОСТИ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ МОСТОВ И ИХ МЕСТО
В МЕТАЛЛОСТРОИТЕЛЬСТВЕ И МОСТОСТРОЕНИИ
Мостами называют сооружения, служащие для пропуска транспорта
над препятствиями, чаще всего над водными преградами. Мост состоит
из одного или нескольких пролетных строений и из опор. Металличе-
скими называют мосты, имеющие металлические (выполненные пол-
ностью или главным образом из металла) пролетные строения. Некото-
рые части металлических пролетных строений могут быть железобетон-
ными, деревянными и т. д.
§ 1. ОСНОВНЫЕ ЭТАПЫ РАЗВИТИЯ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ МОСТОВ
Многие тысячелетия мосты строили только из камня или дерева. Ес-
ли не учитывать небольшого числа старейших висячих мостов, построен-
ных в Азии с цепями из кованых железных звеньев, можно считать, что
развитие металлического мостостроения началось со второй половины
Xv £11 в. Развитие это удобно разделить на пять основных этапов.
Первый этап, охватывающий конец XVIII и начало XIX вв., харак-
теризуется прежде всего строительством чугунных арочных мостов в
Европе. Ряд чугунных арочных мостов был сооружен в Петербурге. На
первом этапе получило также развитие строительство цепных висячих
мостов (с шарнирными цепями из плоских звеньев).
Второй этап связан с началом бурного строительства железных до-
рог в Европе и Америке и приходится на середину XIX в. Массовость
строительства, рост подвижных нагрузок и динамических воздействий
потребовали устройства балочных металлических мостов, причем чугун
был постепенно вытеснен сварочным железом. Появились мосты со
сплошными балками (например, коробчатый мост «Британия» с проле-
тами по 140 м и пропуском поездов внутри коробки) и со сквозными
многорешетчатыми фермами, заимствовавшими первоначально конст-
руктивную форму от деревянных конструкций — ферм Тауна. Почти
единственным способом соединений элементов оказываются заклепоч-
ные соединения.
Третий этап (конец XIX в.) связан прежде всего с успехами строи-
тельной механики. Металлические конструкции отличаются четкостью
работы, близкой к идеальным моделям строительной механики. Метал-
лические мосты оказались первым видом металлических конструкций,
получившим массовое распространение. Естественно, что строительная
механика развивалась тогда в тех направлениях, которые определялись
задачами металлического мостостроения. И успехи строительной механи-
ки очень быстро реализовывались в конструктивных формах металличе-
ских мостов. Разработка методов расчета обусловила переход от эмпи-
рически найденных решений к конструкциям, обоснованным расчетом.
Многорешетчатые фермы были заменены фермами с простой и шпрен-
гельной решеткой (первый в мире мост через Енисей у Красноярска,
1896 г.), появились неразрезные пролетные строения. Очень характерно
увлечение шарнирно-консольными конструкциями, которое дало на ру-
беже XIX и XX вв. такие гигантские мосты, как Фортский (пролеты по
521 м) и Квебекский (пролет 549 м). Для третьего этапа характерна
336
также замена сварочного железа литым железом — непосредственным
предшественником современных сталей.
Четвертый этап (начало XX в. до второй мировой войны) — период
быстрого совершенствования и развития разнообразных систем и схем
пролетных строений металлических мостов. Развивается вариантное
проектирование, почти для каждого моста сопоставляется большое чис-
ло вариантов различных систем и очертаний. Балочные пролетные строе-
ния применяют преимущественно переменной высоты с очертаниямй, от-
вечающими огибающим эпюрам моментов. От поветвевого монтажа на
сплошных подмостях переходят к современному монтажу из элементов
заводского изготовления. Материалом пролетных строений становится
малоуглеродистая сталь. Прочные позиции завоевывает принцип кон-
центрации материала. В США развиваются большепролетные (с про-
летами около 1000 м и более) висячие мосты с прядением в пролете
кабелей из параллельных проволок, во Франции — распорные вантовые
мосты. Второе рождение переживают арочные мосты (Сиднейский мост,
мост Кил Ван-Кул, советские мосты через Старый и Новый Днепр,
московорецкие мосты в Москве).
Пятый, современный этап (после второй мировой войны) можно
назвать периодом совершенствования технологии и деталей конструк-
ций, а также торжества принципа совмещения функций в конструктив-
ной форме. Изготовление металлических конструкций постоянных мо-
стов становится полностью индустриальным. Широкое развитие, прежде
всего в СССР, а затем и в зарубежных странах получают типизация и
унификация пролетных строений. Заклепочные соединения уходят в
прошлое, в заводских соединениях полностью переходят на сварку, пре-
имущественно автоматическую, а в монтажных соединениях — преиму-
щественно на высокопрочные болты. Широкое распространение получа-
ет прогрессивный способ монтажа навесной.сборкой [23]. В балочных
пролетных строениях уверенно переходят на очертания с параллельны-
ми поясами. Малоуглеродистые стали вытесняются хладостойкими, кор-
розиестойкими и экономичными низколегированными сталями. Массо-
вое распространение получают сталежелезобетонные пролетные строе-
ния, появляются пролетные строения с совместной работой стальной
ортотропной плиты проезжей части и главных балок и современные ко-
робчатые мосты, а также вантово-балочные пролетные строения—новая
конструктивная форма, появившаяся в ФРГ и быстро распространив-
шаяся по всему миру.
§ 2. ВИДЫ СОВРЕМЕННЫХ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ МОСТОВ
В зависимости от уровня пропуска транспорта мосты и пролетные
строения могут быть с ездой поверху, понизу и посередине (рис. 23.1).
На больших мостах транспорт пропускают иногда в два яруса, такие
мосты называются двухъярусными.
При классификации по назначению следует различать железнодо-
рожные, автодорожные, городские, пешеходные и трубопроводные мо-
сты. Городские мосты близки к автодорожным, но отличаются от них
габаритами (что связано с меньшими скоростями движения и возмож-
ностью весьма большого числа полос движения), особым вниманием к
архитектурному облику моста, что часто определяет индивидуальность
его конструкции, и во многих случаях предназначенностью к пропуску
не только безрельсового, но и рельсового городского транспорта (трам-
вай, метро, городская электричка). Мосты, выполняющие функции од-
новременно железнодорожного (общей сети или промышленного транс-
337
Рис. 23.1. Основные виды пролетных строений
а—с ездой поверху; б — с ездой понизу; в — с ездой посередине; /—3 — сплошностенчатые; 4—7f
9 —- сквозные; 4, 7—9 — комбинированные
порта) и автодорожного или городского моста, называют совмещенны-
ми. Автодорожные и городские мосты почти всегда предусматривают
пропуск пешеходов, а специальные пешеходные мосты при достаточной
ширине обычно проверяют на пропуск одиночных автомашин. Трубопро-
водными называют мосты, основное назначение [И] которых—поддер-
жание трубопровода.
Система моста определяет внешние особенности его работы с пози-
ций строительной механики, прежде всего характер возникающих от
вертикальных нагрузок опорных реакций. Соответственно системы мо-
гут быть:
балочные — в случае возникновения только вертикальных опорных
реакций (см. рис. 23.1; 1, 2, 5, 6, 8, 9);
арочные — в случае возникновения распора, стремящегося раздви-
нуть опоры, и наличия основных несущих элементов арочного очерта-
ния (см. рис. 23.1; 4);
рамные — в случае возникновения аналогичного распора и выполне-
ния верхних элементов опор жестко соединенными с пролетным строе-
нием (см. рис. 23.1; 3);
висячие — в случае возникновения распора, стремящегося сблизить
анкерные массивы или опоры (см. рис. 23.1; 7).
В зависимости от особенностей взаимодействия пролетов каждая из
перечисленных систем (и прежде всего балочная система) может быть
разрезной, неразрезной, шарнирно-консольной и т. д.
Конструкции пролетных строений проще всего разделить на сплош-
ностенчатые, сквозные и комбинированные (см. рис. 23.1). Среди сквоз-
ных и комбинированных конструкций видное место занимают решетча-
тые конструкции. Особого внимания заслуживают висячие и вантовые
комбинированные конструкции.
Хотя для обозначения многих систем и видов конструкций исполь-
зуют одни и те же термины, смешивать понятия системы и вида конст-
рукции не следует.
338
Железнодорожные металлические мосты чаще всего устраивают с
ездой понизу, причем применяют балочную систему (разрезную или
неразрезную) и сквозную решетчатую конструкцию. Для автодорожных
и городских мостов наиболее характерна езда поверху с применением
также балочной системы (неразрезной или разрезной) и сплошностен-
чатой конструкции.
Конструкции пролетных строений и системы для автодорожных, го-
родских и пешеходных мостов значительно более разнообразны, чем для
железнодорожных мостов. В наше время здесь достаточно широко при-
меняют также комбинированные конструкции балочной и арочной си-
стемы, вантовые и висячие комбинированные конструкции, сплошно-
стенчатые с ездой поверху конструкции рамной системы и т. д. Для тру-
бопроводных мостов наиболее характерны висячие и вантовые конст-
рукции.
К особым видам металлических мостов относятся: разводные мосты
и пролеты, допускающие пропуск судов -при недостаточной высоте под-
мостового .габарита; виадуки, перекрывающие долины на большой высо-
те (отличающиеся весьма высокими промежуточными опорами, распо-
ложенными вне водной преграды); путепроводы при пересечениях дорог
в разных уровнях; эстакады, служащие (взамен насыпи) для пропуска
дороги над поверхностью земли, но при сохранении пространства под
дорогой пригодным для» использования; разборные мостовые металли-
ческие конструкции, допускающие многократное применение во вре-
менных мостах; напавные и поплавковые мосты, в которых пролетные
строения опираются на плавучие опоры или заанкеренные за дно под-
водные поплавки.
§ 3. ЧАСТИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
И ВИДЫ МОСТОВОГО ПОЛОТНА
Основными частями металлического пролетного строения являются:
главные фермы, проезжая часть, связи.
Сплошностенчатые главные фермы называют обычно главными бал-
ками. Главные фермы (балки) перекрывают пролеты и передают на-
грузки на опоры.
Проезжая часть служит для пропуска транспорта и пешеходов, она
воспринимает подвижные нагрузки и передает соответствующие усилия
главным фермам. В состав проезжей части наряду с несущими конст-
рукциями проезда и тротуаров входят мостовое полотно, перила, конст-
рукции водоотвода, деформационные швы, а в автодорожных и город-
ских мостах, кроме того, барьерные или парапетные ограждения проез-
да (при деревянном мостовом полотне — колесоотбои).
В металлических мостах применяют три главных вида несущих кон-
струкций проезжей части: балочная клетка — совокупность стальных
поперечных и продольных балок, несущих мостовое полотно; железобе-
тонная плита, плоская или ребристая (с железобетонными или стальны-
ми ребрами или балками); стальная ортотропная плита — сварная
стальная конструкция в виде горизонтального листа, подкрепленного
ребрами и балками.
Связи между главными фермами (балками) в зависимости от их
расположения называют поперечными, верхними продольными и ниж-
ними продольными. Связи обеспечивают устойчивость главных ферм
(балок) распределяют вертикальные нагрузки между ними и восприни-
мают горизонтальные нагрузки. Связи придают работе пролетного стро-
ения ярко выраженный пространственный характер. Связи устраивают
иногда и между балками проезжей части.
339
В состав проезжей части или связей включают обычно располагае-
мые над опорами домкратные балки (или фермы), необходимые для
подъема и опускания пролетного строения при Монтаже, при предвари-
тельном напряжении и регулировании, при ремонтах и т. д.
Кроме перечисленных основных частей металлическое пролетное
строение должно иметь: опорные части, передающие усилия между про-
летным строением и опорами, закрепляющие пролетное строение на опо-
рах и обспечивающие необходимые свободные перемещения пролетного
строения относительно опоры; для большинства конструкций — смотро-
вые приспособления, облегчающие текущее содержание пролетного стро-
ения.
На пролетное строение могут быть установлены опоры светильников
или контактной сети и уложены трубы и кабели различных коммуника-
ций (безопасных для эксплуатации моста).
Одним из принципов рационального проектирования является, как
известно, принцип совмещения функций. В современных конструкциях
металлических пролетных строений этот принцип используется настоль-
ко широко, что некоторые части пролетного строения иногда совмеща-
ются полностью. В такой конструкции отнесение конкретного элемента
к той или иной части пролетного строения оказывается весьма услов-
ным. Например, плита или продольные балки проезжей части могут в
значительной части выполнять функции поясов главных ферм. Пояса
главных балок, развитые в плиты, выполняют одновременно функции
продольных связей. . Конкретные конструкции с совмещением функций
частей пролетного строения будут рассмотрены далее. Широкое исполь-
зование принципа совмещения функций стало возможным благодаря
успехам в практике выполнения уточненных расчетов и приводит к су-
щественной экономии стали в современных металлических пролетных
строениях.
Большое влияние на конструкции и показатели пролетных строений
оказывает устройство мостового полотна [6].
Для современных железнодорожных металлических пролетных строе-
ний характерны следующие конструкции мостового полотна:
1) на деревянных поперечинах (рис. 23.2,а);
2) железобетонное безбалластное (рис. 23.2, б);
3) на балласте (рис. 23.2,в).
Мостовое полотно на деревянных поперечинах отличается малой мас-
сой (0,8 т на 1 м длины) и хорошими динамическими качествами. Глав-
ные недостатки его состоят в больших эксплуатационных расходах и
малой долговечности, а также в дефицитности требуемого лесоматериа-
ла и большой трудоемкости устройства. Это мостовое полотно и сейчас
является самым распространенным на железнодорожных мостах СССР,
однако применение его на новых мостах в связи с перечисленными не-
достатками сокращается. .Некоторое применение имело полотно на ме-
таллических поперечинах.
В настоящее время вместо полотна на поперечинах все чаще укла-
дывают новое железобетонное безбалластное мостовое полотно с креп-
лением рельсов через резиновые прокладки непосредственно к железо-
бетонным плитам. Это мостовое полотно имеет несколько большую
массу (1,5 т на 1 м длины), но обладает значительно лучшими
эксплуатационными и строительными показателями, а также обес-
печивает повышенную безопасность в случае схода колесной па-
ры с рельс.
Мостовое полотно на балласте применяют чаще всего в железобе-
тонном балластном корыте (рис. 23.2, е), масса такой конструкции
340
8
Асфальтобетон 70мм
Защитный слой 40мм
Гидроизоляция 10мм
Подготовка 30мм
t-0,002
ЦемеятобетонЗОнМ
ГиброизоляцияЮн i
ЛоОго/нОбкаЗОмм
Литой асФалът2Вмн
5-асфальтобетон 70мм
10-слой сцепления 6мм
И-ангпикорриозный слой 0,1мм
Слой сцёпле -
ния 6мм
Антикорраз.
слой 0,1мм
Рис. 23.2. Конструкции мостового полотна
а — железнодорожное на деревянных поперечинах; б — железнодоржное железобе-
тонное безбалластное; в — железнодорожное на балласте в железобетонном коры»с;
г—автодорожное по железобетонной плите; д — автодорожное по стальной орю-
тропной плите; / — мостовой брус; 2 — контруголок; 3 — лапчатый болт; 4—нас i ил
для укладки кабелей; 5 — железобетонная плита; 6 — резиновая прокладка; 7 — же-
лезобетонное балластное корыто; 8—ограждающее устройство; 9 — мелкозернист ый
асфальтобетон на полимерно-битумном вяжущем в два слоя; 10—эпоксидно-битум-
ная композиция (два слоя) +известняковый щебень; 11 — эпоксидно-цинковая грун-
товка ЭП-057 в два слоя
341
очень велика (4,5 т на 1 м длины), что серьезно ограничивает пролеты
(до 55—66 м), в которых балластное полотно при включенном в работу
железобетонном корыте не вызывает перерасхода стали. Главные пре-
имущества балластного полотна — однородность пути на мосту и на
подходах, простота и надежность на уклонах и кривых. В настоящее
время возобновляется применение этого мостового полотна в металли-
ческом корыте с днищем в виде ортотропной плиты и с усиленной анти-
коррозионной защитой.
Для автодорожных и городских металлических пролетных строений
характерны следующие конструкции мостового полотна:
1) тяжелое с оклеенной гидроизоляцией поверх железобетонной пли-
ты (рис. 23.2,г);
2) легкое по стальной ортотропной плите (рис. 23.2,5);
3) деревянное поверх стальных балок (см. гл. 27, § 2).
Тяжелое ездовое полотно (рис. 23.2, а) имеет массу около 300 кг/м2;
вместе с железобетонной плитой масса проезжей части составляет
650—800 кг/м2, причем в связи с увеличением толщин слоев покрытия
при ремонтах в действительности масса оказывается еще значительно
больше (что учитывается введением увеличенных коэффициентов пере-
грузки к соответствующей части постоянной нагрузки при проектирова-
нии) .
Легкое мостовое полотно (рис. 23.2,5) имеет массу всего 60—80 кг/м2;
вместе со стальной ортотропной плитой масса проезжей части составля-
ет 220—260 кг/м2. Поверхность стального листа должна быть подверг-
нута пескоструйной очистке, металлизирована цинком или алюминием
и покрыта слоем специального эпоксидного клея, также защищающего
стальной лист от коррозии. По жидкому клею рассыпается мелкий ще-
бень, после чего укладываются два тонких слоя высококачественного
полимерасфальтобетона. Стоимость и трудоемкость такого мостового
полотна оказывается существенно большей, чем тяжелого по железо-
бетонной плите.
Деревянное автодорожное мостовое полотно (масса 150—180 кг/м2)
применяют сейчас преимущественно только на временных металличе-
ских мостах.
Конструкции мостового полотна на деревянных поперечинах, на ме-
таллических поперечинах, железнодорожное безбалластное из раздель-
но работающих железобетонных плит, автодорожное деревянное назы-
вают расчлененными; эти конструкции состоят из раздельно работаю-
щих изгибаемых элементов. В мостах небольших пролетов расчлененное
мостовое полотно может, выполняя функции несущих конструкций про-
езжей части, опираться непосредственно на главные балки. Другие кон-
струкции мостового полотна всегда опираются непосредственно на несу-
щую железобетонную или стальную плиту проезжей части.
§ 4. МЕСТО МЕТАЛЛИЧЕСКИХ МОСТОВ
В МОСТОСТРОЕНИИ И МЕТАЛЛОСТРОИТЕЛЬСТВЕ
Главным преимуществом металлических пролетных строений перед
железобетонными является значительно меньшая масса, что серьезно
упрощает транспортирование и монтаж, уменьшает объемы опор и ос-
нований и позволяет особенно эффективно перекрывать большие проле-
ты. Металлические конструкции постоянных мостов весьма индустри-
альны, они изготовляются только, на заводах, причем в СССР в подав-
ляющем большинстве случаев на специализированных заводах
мостовых металлических конструкций.
342
Главными недостатками металлических пролетных строений по от-
ношению к железобетонным являются существенно больший расход
стали и необходимость периодического возобновления окраски. Суммар-
ный объем применения железобетонных пролетных строений в настоя-
щее время значительно больше, чем металлических. Это относится преж-
де всего к автодорожным, и особенно к городским мостам.
В железнодорожных мостах с ездой понизу, а при пролетах свыше
30 м также и с ездой поверху заметно преобладает применение метал-
лических пролетных строений. На советских заводах мостовых метал-
лических конструкций системы Минтрансстроя примерно 85% продук-
ции составляют железнодорожные пролетные строения и только 15%
пролетные строения автодорожных и городских мостов [23].
Многочисленные попытки установить размеры пролетов, четко раз-
граничивающие области рационального применения металлических и
железобетонных пролетных строений для мостов каждого вида, оказа-
лись в общем несостоятельными. Материал пролетного строения, осо-
бенно для автодорожных и городских мостов, следует выбирать по
результатам сравнения соответствующих конкретных вариантов. Предпо-
чтительность металлических мостов в больших пролетах и железобе-
тонных в меньших следует считать сейчас только тенденцией, которая
далеко не всегда оказывается определяющей. Район строительства, ус-
ловия размещения заказа на заводе-изготовителе (металлических или
железобетонных конструкций), оснащение и опыт монтажной организа-
ции и другие конъюнктурные условия часто оказываются решающими
при выборе основного материала конструкции. В настоящее время же-
лезобетонные предварительно напряженные автодорожные и городские
мосты оказываются иногда выгодными для пролетов до 200—300 м (пре-
имущественно в зарубежных странах). С другой стороны, металлические
пролетные строения в труднодоступных районах выгодны даже при
пролетах 15—24 м. Действующее в СССР из условий экономии стали
запрещение применять металлические автодорожные мосты пролетами
менее 42 м не распространяется на труднодоступные районы, составля-
ющие большую часть территории нашей страны.
Объем металлического мостостроения в общем объеме металлостро-
ительства занимает очень небольшую часть. В СССР ежегодно монти-
руют около 6 млн. т строительных металлоконструкций, из которых на
металлические пролетные строения мостов приходится всего только
100—120 тыс. т. С достижением проектных мощностей новыми заводами
мостовых металлических конструкций (Уланудинским, Борисовским,
Курганским) будет монтироваться до 200 тыс. т металлических мостов
в год [23]; таким образом, доля металлического мостостроения в метал-
лостроительстве составляет у нас всего 2—3%.
Но значение металлического мостостроения для металлостроительства
в целом никак не определяется тоннажем изготавливаемых и мон-
тируемых конструкций. Многие крупные инженеры и ученые — специа-
листы по металлическим конструкциям и строительной механике начи-
нали свою деятельность в качестве мостовиков. В наше время металли-
ческое мостостроение остается той сферой, из которой часто исходят
новые идеи и решения, распространяясь затем на все металлостроитель-
ство. Примерами могут служить предварительное напряжение и регули-
рование стальных конструкций, сталежелезобетонные конструкции, ор-
тотропные плиты, бистальные балки, монтажные соединения на высоко-
прочных болтах и т. д.
343
§ 5. ОСНОВНЫЕ ПОНЯТИЯ О МОСТОВОМ ПЕРЕХОДЕ
И ОПОРАХ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ МОСТОВ
Мостовым переходом называют весь комплекс сооружений у надвод-
ного пересечения дорогой, улицей, пешеходной трассой или трубопрово-
дом водной преграды. Мостовой переход в общем случае слагается из
опор и пролетных строений моста, насыпей (или выемок) подходов и
регуляционных сооружений. Если мост временный и имеет деревянные
или металлические временные опоры, к сооружениям мостового перехо-
да относятся также ледорезы.
При пересечении крупной водной преграды определяющее значение
имеет экономичность мостового перехода, и дорогу специально подводят
к выбранному месту перехода. В последнее время все чаще решающими
для места перехода оказываются общие условия трассирования дороги.
В недавнем прошлом считалось, что оси дороги и водной преграды в
месте пересечения Должны быть перпендикулярными. Но сейчас пересе-
чения под косым углом не являются исключениями, причем все боль-
шее число мостов устраивают кривыми в плане. Небольшие мосты при
необходимости устраивают косыми, с осями опор, не перпендикулярны-
ми оси моста, что серьезно усложняет конструкцию пролетного строе-
ния.
В соответствии с рис. 23.3 различают: пролеты моста ZM; пролеты в
свету расчетные пролеты I; длины пролетных строений /п; отверстие
моста L=2ZC.
В неразрезных пролетных строениях Z=ZM.
Длину пролетов определяют, исходя из следующих условий:
1. Требования судоходства. Нормы устанавливают необходимую для
каждой категории судоходства длину судоходных пролетов в свету для
случая перпендикулярности направления течения оси моста. При косом
пересечении, а также в местах искривлений судовых ходов, при необхо-
димости маневрирования судов и в акваториях портов пролеты увели-
чиваются. В связи с участившимися столкновениями судов с опорами
мостов, а также учитывая перспективы качественных изменений в
водном транспорте, судоходные пролеты иногда принимают сейчас су-
щественно больше требуемых действующими нормами.
2. Требования экономичности. Для балочных мостов наименьшая
стоимость моста получается, если стоимость промежуточных опор при-
мерно равна стоимости пролетных строений без проезжей части. Соот-
ветственно, чем глубже и дороже основания, чем больше глубина воды
и чем выше надстройки опор, тем больше экономичные пролеты. Если
требования судоходства дают большую величину судоходного пролета,
чем требования экономичности, удовлетворяются, разумеется, требова-
ния судоходства.
3. Требования унификации, имеющие в виду принятие по возможности
типовых пролетных строений и сокращение числа различных пролетных
строений, применяемых в пределах одного моста. Например, на поймен-
ных частях моста, где высота и стоимость опор существенно меняются
по длине поймы, целесообразны, как правило, одинаковые длины про-
летов.
4. На реках с весьма мощным ледоходом, а также для временных
мостов Длина пролетов может определяться условиями пропуска ледо-
хода.
Для проектирования мостового перехода необходимы геологические
и гидрологические данные, а также продольный профиль берегов, пойм
и главного русла, а также основные высотные отметки, определяющие
344
Рис. 23.3. Привязка моста к условиям мостового перехода
Рис. 23.4. Промежуточные опоры и устои балочных мостов
/ — фундаментная часть; 2 — надстройка; 3 — подферменник; 4 — ледорезное ребро; 5 — ледорез-
ный выступ; 6 — шкафная часть; 7 — обратная стенка; 8 — передняя стенка
режим водной преграды (см. рис. 23.3): горизонт меженных вод (гмв);
горизонт высоких вод (гвв); расчетный (наивысший) судоходный гори-
зонт (рсг).
Строительной высотой ЛСтр называют расстояние по высоте от низа
пролетного строения до верха полотна проезда на оси моста. Разли-
чают строительную высоту над опорой и в пролете (в частности, в се-
редине пролета). При езде поверху строительная высота зависит от дли-
ны пролета (и очертания главных ферм), а при езде понизу — от конст-
рукции проезжей части. !
Установленную нормами или заданием на проектирование высоту
судоходного подмостового габарита обозначим ЛСуд, а ограничиваемый
нормами зазор по высоте между гвв и низом пролетного строения обоз-
начим Лд. Тогда минимальные отметки полотна проезда получаются:
Над УСТОЯМИ ГВВ + Йд + ^стр.пойм;
в судоходных пролетах рсг+ЛСуД+/1Стр.русл.
22—59
345
Максимальные продольные уклоны устанавливают заданием на про-
ектирование для автодорожных и городских мостов обычно в пределах
2—4%, для железнодорожных мостов обычно в пределах 2—8%0- Имея
отметки полотна проезда над каждой промежуточной опорой и зная
строительную высоту, определяют высоту надстройки для каждой про-
межуточной опоры.
Промежуточные опоры (быки) балочных мостов состоят из фунда-
ментной части, надстройкии и подферменника (рис. 23.4, а—г) [4]. Фун-
дамент может быть на естественном основании, в виде низкого или вы-
сокого ростверка на сваях или оболочках, на опускных колодцах, на
кессоне.
Надстройку опоры выполняют либо сплошностенчатой массивной
либо в виде столбов, соединенных ригелем. Надстройку делают обычно с
небольшим сужением вверх, образующие ее боковых поверхностей име-
ют уклон Уао—7зо от вертикали.
Желательно обтекаемое очертание надстройки в плане, при интен-
сивном ледоходе — с ледорезным ребром. При весьма интенсивном ле-
доходе устраивают ледорезный выступ с уклоном режущего ребра 45°.
Подферменник состоит из железобетонной подферменной плиты тол-
щиной не менее 40 см, имеющей карнизы и сливы, и железобетонных
подферменных площадок под каждой опорной частью.
Береговые опоры (устои) балочных мостов состоят из фундамента,
тела устоя и шкафной части (пониженного на размер строительной вы-
соты уступа для опирания пролетного строения) с подферменником [4].
При высоте насыпи до 3—4 м устраивают простейший массивный устой
(рис. 23.4,5), длина которого равна длине конуса насыпи. При высоте
насыпи от 3—4 до 10 м устраивают П-образный в плане устой, тело ко-
торого состоит из передней стенки и двух обратных стенок, входящих в
насыпь на длине ее конуса (рис. 23.4, е). При высоте насыпи свыше
10 м устраивают обсыпной устой (рис. 23.4,ж), располагаемый внутри
конуса насыпи, выступающего в сторону отверстия моста.
При весьма интенсивном ледоходе и больших скоростях течения при
паводке нежелательны выступающие конусы. Если при этом высота на-
сыпи превышает 10 м, устраивают устой раздельного типа (рис. 23.4, з),
состоящий из обсыпного устоя, берегового быка и небольшого железобе-
тонного берегового пролетного строения.
ГЛАВА 24. ОСОБЕННОСТИ
НОРМ ПРОЕКТИРОВАНИЯ И ОБЩИХ МЕТОДОВ
РАСЧЕТА МЕТАЛЛИЧЕСКИХ ПРОЛЕТНЫХ
СТРОЕНИЙ
§ 1. НАГРУЗКИ И ГАБАРИТЫ
Нагрузки, учитываемые в расчетах металлических пролетных строе-
ний, делятся на постоянные, временные от подвижного состава и пеше-
ходов (вертикальные, горизонтальные от центробежной силы, попереч-
ных ударов, торможения) и прочие временные (ветровые, температур-
ные, сейсмические и др.). В висячих и вантовых трубопроводных мостах
учитывается также гололедная нагрузка.
Для железнодорожных мостов нормами регламентирована времен-
ная вертикальная нагрузка С-14, полученная как огибающая воздей-
346
Таблица 24.1. Весовые характеристики СТВИЙ перспективных ЛОКОМОТИ-
Система Конструкция а DUD, П ь транспортеров в виде функции от длины загружения и формы ли-
Балочная сплошностей - чатая Сталежелезо- бетонная раз- резная Сталежелезо- бетонная не- разрезная Стальная ор- тотропная нё- разрезная 4,5 4,8 3,5 нии влияния. Для автодорожных 4>5 и городских мостов регламенти- рованы три временные вертикаль- 3,7 ные нагрузки — автомобильная нагрузка А-11, учитываемая од- новременно с ней толпа на тро- ,7 туарах и одиночная колесная на- грузка Z7/C-80, учитываемая при отсутствии автомобильной на-
Балочная сквозная Разрезная Неразрезная 3,5 3,7 3,5 грузки и толпы на тротуарах и 2>9 оказывающаяся определяющей
Арочная пропускают метро или скс 2,5 •рост обычно только для элементов, ра- 1,5 ботающих на местную нагрузку (проезжей части, подвесок и т. д.). Если по городскому мосту ной трамвай на обособленном полотне,
учитывают соответствующую специальную нагрузку.
В основных расчетах временные вертикальные нагрузки (кроме тол-
пы и Я/С-80) увеличивают умножением на динамические коэффициен-
ты, приближенно учитывающие колебания пролетных строений при про-
ходе подвижных нагрузок и удары, неизбежные вследствие несовер-
шенств мостового полотна. Те же нагрузки со второго, третьего пути
и т. д. (или полосы) проезда (кроме дающего наибольшее усилие)
уменьшают умножением на коэффициент многополосности, учитываю-
щий малую вероятность одновременного предельно интенсивного загру-
жения всех путей или полос.
При расчете на одновременное воздействие нескольких временных
нагрузок различного характера (например, временные вертикальные,
ветровая и температурная при наличии, естественно, и постоянных на-
грузок) вводят регламентируемые нормами коэффициенты сочетаний,
учитывающие пониженную вероятность одновременного проявления мак-
симальных значений рассматриваемых нагрузок. Некоторые временные
нагрузки совместно вообще не учитывают, что равносильно принятию
одного из коэффициентов сочетаний равным нулю.
Постоянная нагрузка от собственного веса конструкций пролетного
строения окончательно известна только после того, как пролетное строе-
ние запроектировано. Однако начать проектирование без знания этой
нагрузки нельзя. Поэтому нагрузку от собственного веса приходится за-
давать в первом приближении до начала проектирования и уточнять по
результатам проектирования. Требуемое первое приближение нагрузки
от собственного веса можно получить, использовав и скорректировав
данные ранее выполненных проектов аналогичных сооружений либо
применив метод весовых характеристик, разработанный чл.-корр. АН
СССР Н. С. Стрелецким [27].
Если отнести вес оборудования и коммуникаций условно к весу про-
езжей части, то постоянная нагрузка на 1 м длины на одну главную фер-
му (или балку) выражается формулой р=/?п.ч+Рф+Рсв-
Получить нагрузку от веса проезжей части рп.ч нетрудно, использо-
вав задание и справочные данные или подобрав сечения элементов про-
езжей части, которые почти не зависят от постоянных нагрузок. Нагруз-
ка от веса связей ров составляет 5—12% нагрузки от веса главных ферм
22*
347
рф. Зная особенности конструкции, можно с достаточной точностью вы-
разить рсв через рф в форме рСв==£Рф. Таким образом, задача сводится
к определению рф.
Вес главной фермы или балки можно представить как сумму весов
стержней постоянного сечения Ост с отнесенными к ним дополнительны-
ми деталями. Учитывая веса дополнительных деталей и нюансы подбо-
ра сечений конструктивными коэффициентами ф и выражая усилия в
стержнях S через параметры их линий влияния и нагрузки, получим
VI S
/ J "о" ^ст ТФ
Рф = = ^=—---------= -JL 2 [д© + (рп.ч + Рф + Рсв) □] Ф?ст, (24.1)
откуда
+ (24.2)
— -ibl
V
2 шф 2
Здесь а —----— и Ь =------— — весовые характеристики; I — пролет; ;ст длина
Р Р
стержней; ю — площадь участков линий влияния, загружаемых временными вертикаль-
ными нагрузками; Q — алгебраические суммы площадей всех участков каждой линии
влияния; 7?— расчетное сопротивление стали; у — удельный вес стали; q — интенсив-
ность временной вертикальной нагрузки.
Особенность весовых характеристик состоит в том, что они зависят
только от системы и вида конструкции и не зависят от пролета, нагруз-
ки и класса стали. Соответственно значения весовых характеристик мож-
но получать по весьма компактной табл. 24.1.
Возможность случайных превышений нагрузками их нормативных
значений учитывается коэффициентами перегрузки. Для постоянных
нагрузок коэффициенты перегрузки могут быть больше и меньше еди-
ницы в зависимости от того, какое значение приводит к более неблаго-
приятным результатам.
Габарит проезда для железнодорожных мостов должен удовлетво-
рять габариту приближения строений С согласно ГОСТ 9238—73. Для
автодорожных, городских и пешеходных пролетных строений габариты
регламентированы нормами проектирования мостов. Число полос дви-
жения для автодорожных мостов зависит от категории дороги и прини-
мается от 1 до 6, а для городских мостов — от 2 до 8. Наиболее рас-
пространены для автодорожных мостов габариты для двух полос движе-
ния (Г-10, Г-11,5 и Г-8), а для городских мостов — для четырех полос
движения (Г-16,5) и для шести полос движения (Г-24). Ширина троту-
ара назначается в зависимости от интенсивности пешеходного движе-
ния 1 м или кратной 0,75 м. Габарит прохода для пешеходных мостов
не менее 2,25 м (и не менее 1,5 м вне населенных пунктов).
§ 2. СТАЛИ, ПРИМЕНЯЕМЫЕ В МЕТАЛЛИЧЕСКИХ МОСТАХ
Из большого разнообразия марок сталей, применяемых в строитель-
ных металлических конструкциях, в стальных конструкциях мостов раз-
решается применять лишь небольшое число марок, удовлетворяющих
требованиям, предъявляемым к мостам как к конструкциям самой вы-
сокой степени ответственности, работающим в тяжелых условиях: под
динамическими повторными нагрузками на открытом воздухе. Основ-
ную специфику мостостроительных сталей составляют соответственно
повышенные требования к хладостойкости, ударной вязкости, выносли-
348
вости при наличии концентраций напряжений, коррозиестойкости. Осо-
бенно важны свариваемость, стойкость против горячих трещин и разуп-
рочнения и т. д.
В связи с тем, что стальные конструкции мостов никак не защищены
от воздействия мороза и ветра, располагаются без ограждающих кон-
струкций на открытой местности над водными преградами и соответст-
венно быстро охлаждаются при понижении температуры воздуха, для
стальных конструкций мостов приняты другие нормы получения расчет-
ной минимальной температуры воздуха Ттш, определяющей необходи-
мость северного исполнения, чем для стальных конструкций промыш-
ленного и гражданского строительства. За Ттш для стальных конструк-
ций мостов принимают не среднюю температуру наиболее холодной пя-
тидневки, а среднюю температуру наиболее холодных суток. Ттт от
—40 до —50° С определяет северное исполнение А, а ниже —50° С — се-
верное исполнение Б.
Стали для металлических мостов применяют в основном спокойной
выплавки по специальному ГОСТ 6713—75*, предусматривающему три
главные марки стали с браковочным минимумом предела текучести
230—400 МПа: малоуглеродистую сталь 16Д (бывшую М16С) и низко-
легированные (никелем и хромом) стали 15ХСНД и 10ХСНД в различ-
ных модификациях, в том числе разных категорий хладостойкости. Для
всех мостов, кроме железнодорожных, рекомендуются также относи-
тельно дешевые низколегированные (азотом и ванадием) стали класса
С52/40—14Г2АФД и 15Г2АФДпс по ГСОТ 19282—73. Для большинст-
ва трубопроводных мостов допускается применение сталей по ГОСТ
380—71*, ГОСТ 5058—65* и ЧМТУ, как для стальных конструкций про-
мышленного и гражданского строительства.
Чтобы повысить коррозионную стойкость, стали для мостостроения
имеют добавку меди. Для повышения хладостойкости и улучшения ме-
ханических характеристик широко применяется термическая обработка
сталей для мостостроения, особенно для конструкций северного испол-
нения.
Стали для мостостроения должны обладать хорошей ударной вяз-
костью, контролируемой ГОСТ при —40° С и после механического ста-
рения при —20° С, а для конструкций северного исполнения также при
—70° С.
Марки сталей, применяемые для железнодорожных, автодорожных,
городских и пешеходных металлических мостов, категории хладостойко-
сти сталей, условия их применения и основные расчетные сопротивления
сведены в табл. 24.2.
Основные расчетные сопротивления R& снижены для железнодорож-
ных мостов примерно на 10 % по сравнению с промышленными и граж-
данскими конструкциями в связи с введением коэффициента надежности
1,1, учитывающего особую ответственность мостовых сооружений. Рас-
четные сопротивления Rв применяют для конструкций обычного испол-
нения и северного исполнения А, а также для конструкций северного ис-
полнения Б в расчетах на устойчивость формы. Расчетные сопротивле-
ния R применяют для конструкций северного исполнения Б в расчетах
на прочность и других расчетах, кроме расчетов на устойчивость
формы.
Высокопрочные стали класса С70/60, отсутствующие пока в наших
нормах, уже получили значительное распространение в зарубежном
мостостроении и применены в ряде отечественных мостов, в частности в
конструкциях бистальных и бисталежелезобетонных главных балок и
рам (см. гл. 25, § 4 и гл. 26, § 4).
349
Таблица 24.2. Стали, применяемые для мостов
Класс стали Марка гост Катего- рия хла- достой- кости Вид про- ката и толщина, мм Условия применения R, МПа*
С38/23 ВСтЗсп4 \ ВСтЗспб f 380—71* 0 4—40 Для элементов тро- туаров и смотровых приспособлений в конструкциях обыч- ного исполнения (ВСтЗсп4 — для не- подвергающихся сварке элементов) 190/210 180/200
41—60
16Д 6713—75* 0 4—40 Для конструкций обычного исполне- ния, кроме имеющих вертикальные мон- тажные сварные швы элементов 190/210 180/200
41—60
С46/35 15ХСНД 6713—75* 1 8—20 То же 270/295
Фасонные профили 8—32 Кроме конструкций северного исполнения Б
15ХСНД-2 6713—75* 2 8—32 33—50 Кроме элементов кон- струкций северного исполнения А, име- ющих вертикальные монтажные сварные швы, и всех конст- рукций северного ис- полнения Б 270/295
260/285
15ХСНД-3 6713—75* 3 8—32 33—50 Кроме конструкций северного исполне- ния Б 270/295 260/285
С52/40 юхсвд 6713—75* 1 8—15 Для конструкций обычного исполнения, кроме имеющих вер- тикальные монтаж- ные сварные швы элементов 320/350
Фасонные профили 8—15 Для всех конструк- ций Ra =320/ /350 RB =270/ /295
10ХНСД-2 6713—75* 2 8—40 Кроме элементов кон- струкций северного исполнения А, имею- щих вертикальные монтажные сварные швы, и всех конст- рукций северного ис- полнения Б 320/350
350
Продолжение табл. 24.2
Класс стали Марка гост Категория хладо- стойкости Вид про- ката и толщина, мм Условия применения R, МПа*
С52/40 14Г2АФД-14 15Г2АФДпс-14 19282—73 2 4—50 Для автодорожных, городских и пешеход- ных мостов, кроме элементов конструк- ций северного испол- нения А, имеющих вертикальные мон- тажные сварные швы, и всех конст- рукций северного ис- полнения Б 320/350
4—32
14Г2АФД-15 19282—73 2 4—50 4—32 Для автодорожных, городских и пешеход- ных мостов, кроме конструкций север- ного исполнения Б 320/350
15Г2АФДпс-15
15ХСНД-40 6713—75* 3 10—40 Кроме конструкций северного исполне- ния Б, имеющих сварные монтажные соединения =320/350 ^Б~ =270/295
10ХСНД-3 6713—75* 3 8—40 Для всех конструк- ций =320/350 = =270/295
Над чертой — для железнодорожных» под чертой — для автодорожных и городских мостов.
§ 3. РАСЧЕТНЫЕ МОДЕЛИ, ЭТАПЫ РАСЧЕТОВ
И ОСОБЕННОСТИ ОПРЕДЕЛЕНИЯ УСИЛИЙ И НАПРЯЖЕНИЙ
Для определения усилий, напряжений, перемещений, параметров ко-
лебаний и т. д. необходимы расчетные модели (расчетные схемы) кон-
струкций.
Расчетная модель должна отражать работу конструкции, однако она
всегда проще действительной конструкции. Степень приближения рас-
четной модели к проекту может быть различной в зависимости от осо-
бенностей конструкции, цели проектирования (учебная работа, индиви-
дуальное проектирование, типовое проектирование), ответственности
расчета, стадии проектирования, применяемых средств (таблицы, гра-
фики, логарифмическая линейка, калькулятор, ЭВМ различных классов).
От выбора расчетной модели, находящегося в значительной степени
в компетенции проектировщика, зависит достоверность, трудоемкость и
машиноемкость расчета. Излишне сложная расчетная модель не менее
вредна, чем необоснованно упрощенная.
Процесс расчета пролетного строения имеет обычно следующие ха-
рактерные этапы:
1) назначение геометрической схемы, получение ориентировочного
собственного веса конструкции и определение приближенных соотноше-
ний жесткостей статически неопределимой конструкции;
2) определение главных усилий (в большинстве случаев с решением
статически неопределимой задачи) и подбор основных сечений по опре-
деляющим предельным состояниям и сочетаниям нагрузок; в случаях
351
необходимости — уточнения геометрической схемы, постоянных нагрузок,
в том числе предварительного напряжения и регулирования (если оно
применяется), поперечных сечений; в отдельных случаях выполнение
этих операций методами оптимизации конструкций;
3) поверочные расчеты по всем предусмотренным нормами предель-
ным состояниям и сочетаниям нагрузок (не выполняются те из расчетов,
которые заведомо не могут оказаться в данном случае определяющи-
ми) ; корректировка отдельных сечений в случаях необходимости; конст-
руктивные расчеты деталей и соединений.
На первом подготовительном этапе обычно не вычисляют усилия, а
используют имеющийся опыт и конкретные аналоги — ранее запроекти-
рованные сходные пролетные строения. Выполняют лишь элементарные
подсчеты для перехода от аналога к проектируемой конструкции. На-
грузку от собственного веса главных ферм определяют тоже с использо-
ванием аналога либо методом весовых характеристик. При отсутствии
аналога иногда приходится упрощенно определять некоторые усилия и
на первом этапе.
Второй этап расчетов сопровождает обычно разработку технического
проекта, т. е. наиболее творческую часть проектирования. Для разра-
ботки сопоставляемых вариантов второй этап расчета является послед-
ним. Характерным для второго этапа расчетов является использование
плоских расчетных моделей частей пролетного строения и линий влия-
ния. В современных условиях большая часть расчетов выполняется на
ЭВМ.
Третий этап расчетов сопровождает обычно составление рабочих
чертежей по выбранному варианту. Расчеты третьего этапа довольно
часто проводят теперь на ЭВМ по пространственной расчетной модели
пролетного строения. Пространственные расчеты, более детально выяв-
ляющие опасные с позиций хладостойкости перегрузки стали в некото-
рых местах конструкции, особенно желательны для конструкций север-
ного исполнения. Однако поверхности влияния вычисляют очень редко.
Пока все расчеты мостовых конструкций выполняют практически по-
следовательными приближениями. Число последовательных приближе-
ний почти всегда минимально, редко больше двух. Это возможно пото-
му, что перераспределение усилий в статически неопределимой системе
всегда отстает от изменений в соотношении жесткостей; если в резуль-
тате подбора сечений соотношения жесткостей оказываются отличными
от использованных при определении усилий, это еще не значит, что уси-
лия надо определять заново.
Коэффициент поперечной установки &п.у (отношение временной вер-
тикальной нагрузки, воспринимаемой одной наиболее нагруженной
главной фермой, к полной временной вертикальной нагрузке на пролет-
ное строение) остается одним из основных параметров практических
расчетов автодорожных и городских мостов. Смысл применения ku,7 со-
стоит в определении усилий и перемещений приближенно, без использо-
вания строгих пространственных расчетов. Главные предпосылки, рас-
четные формулы и области применения различных способов определения
^п.у ясны из табл. 24.3.
Способ рычага применяют также для распределения между главны-
ми фермами временных вертикальных нагрузок, приложенных в непо-
средственной близости от сечений, в которых фермы имеют жесткие
опоры. При двух главных фермах в поперечном сечении моста величины
fen.y, подсчитанные способом рычага, упругой передачи и внецентренно-
го сжатия, совпадают. Относительно узкими считают мосты, в которых
отношение длины пролета к ширине моста превышает 4.
352
Таблица 24.3. К определению kn.y
Способ Схема деформированно- го поперечного сечения Изгибная жест- кость попереч- ных конструкций Учет сопротив- ления кручению Расчетная формула Главные предпосылки вы- числения Кд.у Область применения
Рычага Р/2 Р/2 Wtt 0 Нет Шарниры над каж- дой фермой; в дан- ном случае ka.y — = 0,5 (4г + 1Л 2 «л/ 1 (_1_ 1 еП ’Ч +U + J] Относительно ши- рокие мосты без непрерывного кон- тура продольных связей
Упругой передачи J"3 £lfion Рассмотрение по- перечной конструк- ции средней трети пролета как балки на упругих опорах с податливостью, соответствующей се- редине пролета [16] Любые мосты без непрерывного кон- тура продольных связей
Внецент- ренного сжатия C=Y::~=T^-Tа? I 1 А /77 = 4 оо , 1 т gflmax «П. У"" "Т" о ш Sa2 Относительно уз- кие мосты без не- прерывного кон- тура продольных связей
Жесткого
контура
ОО
Да
Рассмотрение
ценного
коробчатой
рукции
сечения,
вующего
пролета [5, 17]
стес-
кручения
конст-
постоянного
соответст-
середине
Относительно уз-
кие мосты с не-
прерывным кон-
туром продоль-
ных связей
При выполнении строгого пространственного расчета &п.у не приме-
няется.
Для расчетов металлических пролетных строений на горизонтальные
поперечные временные нагрузки строгие пространственные расчеты бо-
лее необходимы, чем для расчетов на вертикальные временные нагруз-
ки. Если пространственный расчет не выполняют и горизонтальные на-
грузки рассчитывают по плоским расчетным моделям связевых ферм,
горизонтальные поперечные временные нагрузки распределяют между
двумя системами продольных связей приближенно, причем сумма пе-
редаваемых на них горизонтальных нагрузок должна быть в запас на
20% больше требуемой нормами полной горизонтальной нагрузки.
В расчетах продольных связей крестовой, ромбической и треуголь-
ной схем (рис. 24.1) необходимо учитывать не только напряжения от
горизонтальных нагрузок, но и напряжения от совместной работы с поя-
сами главных ферм по формуле
оп cos2 а
(24.3)
°д —
А
353
Рис. 24.1. Совместная работа продольных связей
с поясами главных
а — крестовых; б — ромбических; в — треугольных; г — по
лураскосных
а для крестовых связей в уровне проезда также с поясами поперечных
балок, когда
Од = ап cos2 а + оп>п sin2 а, (24.4)
Здесь Од — напряжение в диагонали от совместной работы; оп и оп.п — напряжение в
поясе соответственно главной фермы и поперечной балки от тех нагрузок, при которых
имеет место совместная работа; А — величины согласно рис. 24.1.
По напряжениям ад с использованием условий равновесия определя-
ют усилия в диагоналях и распорках связей от совместной работы, а
также возникающие при ромбической и треугольной схеме действую-
щие в горизонтальной плоскости изгибающие моменты в поясах ферм.
При полураскосной схеме связей (рис. 24.1, а) напряжения от сов-
местной работы не учитывают. Они получаются ничтожно малыми в
связи с большой гибкостью распорок (или поперечных балок) в гори-
зонтальной плоскости.
В большинстве случаев усилия, напряжения и перемещения вычис-
ляют в предположении линейной и упругой работы металлического про-
летного строения.
Действительная геометрическая нелинейность работы имеет сущест-
венное значение для относительно гибких элементов (/.>60), работаю-
щих на совместное действие изгиба и осевой силы, особенно для сжато-
изогнутых элементов. Приближенно такая геометрическая нелиней-
ность может быть учтена в расчетах на прочность и выносливость
введением к изгибающим моментам в средней трети длины стержня (за-
крепленного на обоих концах) поправочного коэффициента
1
v —-----------
1±N/Na
(+ при растяжении, — при сжатии),
где Na— —~ —Эйлерова сила для центрально сжатого стержня при продольном
/о
изгибе в плоскости действия изгибающего момента.
Геометрическая нелинейность серьезно сказывается на работе вися-
чих, вантовых и относительно гибких арочных распорных мостов, что
будет рассмотрено ниже.
354
Учет физической нелинейности, связанной с развитием пластических
деформаций, осуществляется в расчетах элементов на общую устойчи-
вость и в расчетах поперечных сечений элементов на прочность (см. §4).
При определении усилий физическую нелинейность работы в подавляю-
щем большинстве случаев не учитывают. В нормах содержатся указа-
ния лишь о приближенном учете пластических деформаций введением
коэффициентов условий работы 0,8 к определенным по упругим расчет-
ным моделям изгибающим моментам от жесткости узлов решетчатых
ферм и от совместной работы проезжей части и главных ферм.
Подавляющее большинство расчетов элементов стальных мостовых
конструкций выполняют с использованием гипотезы плоских сечений.
Отступления от гипотезы плоских сечений приходится учитывать, на-
пример, в расчетах на кручение и для относительно широких ортотроп-
ных плит, входящих в состав главных балок. Эффективная ширина пли-
ты, включающаяся в состав сечения балки, в последнем случае может
быть получена по формуле b3$—vpb, где b — действительная ширина, а
vp — редукционный коэффициент, получаемый на основе решений тео-
рии упругости или численных методов конечного элемента [15].
§ 4. ОСОБЕННОСТИ НОРМ ПРОВЕРОК КОНСТРУКЦИЙ
ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ состояниям
Для пролетных строений металлических мостов, их элементов, по-
перечных сечений и соединений необходимы в общем случае расчетные
проверки по следующим предельным состояниям, классифицируемым на
группы и подгруппы по степени ответственности предупреждения нару-
шения эксплуатационных требований.
По несущей способности (предельные состояния подгруппы IA): на
прочность против вязкого или хрупкого разрушения; на устойчивость
формы (общей или местной), определяющей несущую способность; на
выносливость против усталостного разрушения; на устойчивость поло-
жения против опрокидывания.
По эксплуатационной пригодности (предельные состояния подгруп-
пы 1Б): на прочность против чрезмерного развития пластических де-
формаций; на устойчивость формы (местной или общей), не определяю-
щей несущую способность; на длительную прочность железобетонной
плиты при совместных воздействиях силовых факторов и неблагоприят-
ных влияний внешней среды; на сдвигоустойчивость фрикционных сое-
динений; на предотвращение резонансных колебаний.
По пригодности к нормальной эксплуатации (предельные состояния
II группы): на жесткость; на трещиностойкость железобетонной плиты
против образования или раскрытия трещин.
Расчетные коэффициенты к нагрузкам вводят в различных видах
расчетов согласно табл. 24.4.
Расчеты на прочность стальных конструкций мостов против хруп-
кого разрушения в настоящее время в достаточной мере не разрабо-
таны. Гарантия против хрупкого разрушения обеспечивается пока соот-
ветствием хладостойкости стали и обеспечиваемого конструктивными
требованиями уровня наибольшей концентрации напряжений возможной
минимальной температуре при эксплуатации моста (обычного исполне-
ния, северного исполнения А, северного исполнения Б).
Расчеты на прочность против вязкого разрушения при напряжениях,
близких к временному сопротивлению стали, применяются для стальных
канатов и пучков высокопрочной проволоки (см .гл. 2, § 2), а также для
элементов из сталей высоких классов прочности, применение которых
355
Таблица 24.4. Расчетные коэффициенты при нагрузках
Расчет Вводимый коэффициент к нагрузкам
к подвижным вертикальным к остальным
На прочность; на устойчивость формы; на сдвигоустойчивость »; 1+ц п
На устойчивость положения п п
На выносливость 2 Н- — и; в <3 —
На длительную прочность железобетонной плиты с учетом неблагоприятных влияний внешней среды; на образование трещин в железобетонной плите —
На жесткость; на раскрытие трещин в же- лезобетонной плите е ——
Здесь п — коэффициенты перегрузки; 14-р, и
2
1 + — р — динамические коэффициенты;
О
е — коэффициент неучета транспортеров для железнодорожных мостов. Кроме того,
в них при временных нагрузках учитывают независимо от вида расчета коэффициенты
сочетаний и при подвижных нагрузках — коэффициенты многополосности.
нормами проектирования мостов не регламентировано. Общей особен-
ностью этих расчетов является введение дополнительного коэффициен-
та надежности kH, учитывающего особую опасность предельного состоя-
ния в виде разрыва высокопрочного элемента.
Большое значение для стальных конструкций вообще и мостов, в
частности, имеют расчеты на прочность против чрезмерного развития
пластических деформаций (текучести). В настоящее время для этих
расчетов осуществляется переход на новый критерий — критерий пре-
дельных малых относительных пластических деформаций [17, 30]. Для
мостовых конструкций предельные относительные пластические дефор-
мации назначаются 0,0006—0,0025 из условий сохранения свойств стали
после наклепа (ударной вязкости, хладостойкости, выносливости), при-
способляемости, местной устойчивости сжатых частей и ограничения
общих перемещений.
Прочность поперечных сечений проверяют по формулам сопротивле-
ния упругих материалов в форме проверки напряжений, но с введением
к упругим моментам сопротивления поправочных коэффициентов с.
Коэффициенты с табулированы, причем определены таким образом, что
получение в проверяемой крайней фибре сечения условного напряже-
ния, равного расчетному сопротивлению, означает достижение в этой
фибре предельной относительной пластической деформации. Коэффици-
енты с зависят от формы сечения, характера распределения нормальных
напряжений и развития пластических деформаций (изгиб в одной из
главных плоскостей; изгиб с осевой силой; косой изгиб; косой изгиб с
осевой силой), наличия касательных напряжений и ряда других факто-
ров. Расчет по новому критерию предельного состояния по прочности
позволяет проектировать поперечные сечения элементов подлинно рав-
нопрочными, причем в случаях значительной неравномерности распре-
деления напряжений обеспечивается существенная экономия стали.
356
Специфика расчета сжатых и
сжато-изогнутых элементов сталь-
ных конструкций мостов на общую
устойчивость заключается прежде
всего в меньших коэффициентах
продольного изгиба ср, чем для дру-
гих видов стальных конструкций
(рис. 24.2). Причины этого состоят
в принятии для мостовых конструк-
ций больших случайных эксцентри-
ситетов и в учете влияния свароч-
ных напряжений.
Случайные эксцентриситеты дол-
жны зависеть в значительной степе-
ни от допусков на случайные искрив-
ления оси стержня. Для стальных
конструкций мостов допуски вы-
держиваются значительно лучше,
чем для других видов стальных кон-
струкций, таким образом большие
случайные эксцентриситеты выпол-
няют функцию дополнительного ко-
Рис. 24.2. Коэффициенты <р продоль-
ного изгиба центрально-сжатых стерж-
ней из стали 15ХСНД
1 — для промышленного строительства; 2 —
для мостов, кроме случаев 3; 3 — для свар-
ных Н-образных, двутавровых и тавровых
элементов мостов при продольном изгибе в
плоскости полки; 4 — эпюры сварочных напря-
жений
эффициента надежности, учитывающего особую опасность предельного
состояния подгруппы IA.
В двутавровых, Н-образных и тавровых элементах после сварки на
кромках полок остаются большие (100 МПа и более) уравновешенные
внутри поперечных сечений сжимающие напряжения (рис. 24.2). Эти
сварочные напряжения суммируются с сжимающими напряжениями от
нагрузки, в результате чего на кромках возникает преждевременная
текучесть, упругое ядро сечения сокращается и продольный изгиб про-
исходит при существенно меньшей сжимающей нагрузке, чем при отсут-
ствии сварочных напряжений. Влияние сварочных напряжений сказы-
вается только при тех гибкостях, при которых потеря устойчивости про-
исходит в упругопластической стадии работы стержня (рис. 24.2).
Местная устойчивость элементов мостовых конструкций обеспечива-
ется по нормам, обоснованным теорией устойчивости пластинок в упру-
гой стадии работы, но с введением поправок, учитывающих развитие
малых пластических деформаций в предельном состоянии по прочности.
Расчеты на выносливость выполняют по нормам, существенно отли-
чающимся от норм для других видов стальных конструкций.
Для постоянных железнодорожных мостов коэффициенты у пониже-
ния расчетного сопротивления определяются для основных элементов
на базе 2 млн. циклов, что примерно соответствует числу проходов тя-
желых поездов за 100 лет интенсивной эксплуатации. Для элементов с
длиной загружения меньше 22 м (для проезжей части) число циклов
начинает определяться числом проходов не поездов, а групп осей (теле-
жек), соответственно коэффициенты у уменьшаются. Для автодорож-
ных и городских мостов коэффициенты у ближе к 1, чем для железно-
дорожных. В величинах у учтен дополнительный коэффициент надежно-
сти, как для предельного состояния подгруппы IA.
Напряжения для проверки выносливости вычисляют непосредствен-
но по формулам сопротивления упругих материалов, с учетом зависи-
мости пределов выносливости от степени неравномерности распределе-
ния напряжений по сечению введением к моментам сопротивления ко-
эффициентов с">1.
357
Расчеты на жесткость пролетных строений металлических мостов
заключаются в проверке вертикальных прогибов (а также углов пере-
лома профиля проезда) и ограничении периодов свободных колебаний
в горизонтальной и вертикальной плоскости.
Особенность норм проектирования мостов — ограничение вертикаль-
ных прогибов только от временной подвижной нагрузки, а не полных
прогибов, как для большинства других строительных конструкций. Это
объясняется тем, что прогибы пролетных строений мостов от постоянной
нагрузки погашены строительным подъемом.
Прогибы от подвижной нагрузки в пролете длиной I, м, не должны
превышать:
для железнодорожных мостов 800_1 25z , но не более Veool; для
автодорожных, городских и пешеходных мостов ’/«(Л
Для однопролетных и неразрезных мостов (кроме соседних концевых
пролетов раздельных неразрезных пролетных строений) предельные про-
гибы увеличены на 20% в связи с уменьшенными углами перелома про-
филя проезда.
Строительный подъем в большинстве случаев осуществляют коррек-
тировкой размещения отверстий в стыковых накладках, что создает не-
обходимые начальные углы перелома в стыках сплошных балок или уз-
лах сквозных ферм (так называемый заводской строительный подъем).
В железнодорожных мостах строительный подъем должен быть таким,
чтобы после прогибов от постоянной нагрузки остался подъем, соответ-
ствующий 40% прогиба от нормативной подвижной временной верти-
кальной нагрузки. Считается, что при этом для наиболее часто обраща-
ющихся поездов (которые дают нагрузку, равную 40% нормативной)
будет получаться оптимальный прямолинейный профиль проезда. Для
автодорожных и городских мостов, для которых наиболее часто обра-
щающаяся временная нагрузка во много раз меньше нормативной,
строительный подъем гасит обычно прогибы только от постоянных на-
грузок.
Для пешеходных и городских мостов расчетный период свободных
вертикальных колебаний не должен быть в интервале 0,45—0,6 с (про-
должительность одного шага человека).
Расчеты стальных мостовых конструкций с фрикционными соедине-
ниями на высокопрочных болтах на устойчивость, выносливость и жест-
кость выполняют по сечениям брутто. Расчеты поперечных сечений на
прочность выполняют по сечениям нетто, но с учетом так называемой
фрикционной компенсации, т. е. в предположении, что 50% приходяще-
гося на каждый болт сдвигающего усилия уже передано силами трения
до сечения, ослабленного отверстием под этот болт.
§ 5. КОНСТРУКТИВНЫЕ ОСОБЕННОСТИ И СОЕДИНЕНИЯ
К конструированию элементов стальных мостовых конструкций
предъявляют более жесткие ограничения, чем к стальным конструкци-
ям промышленного и гражданского строительства. Ограничения эти на-
правлены прежде всего на обеспечение повышенной надежности, хладо-
стойкости, выносливости и долговечности мостовых конструкций путем
борьбы с концентрациями напряжений, погибями, вибрациями, чрезмер-
ными сварочными деформациями и напряжениями, коррозией и т. д.
Сечения сварных элементов следует проектировать с возможно
меньшим числом частей и соединительных сварных швов. К примене-
нию сварных пакетов прибегают лишь при необходимости, связанной с
общим ограничением наибольшей толщины листов следующими вели-
358
Рис. 24.3. Устройство сварных пакетов и стыков с из-
менением сечения
i-1 :4в случае сжатия; : 8 в случае растяжения
чинами: в конструкциях
обычного исполнения —
60 мм; в конструкциях
северного исполнения А—
50 мм; в конструкциях се-
верного исполнения Б —
40 мм, а также с ограни-
чением меньшими разме-
рами толщин проката для
конкретных марок стали
и снижением расчетных
сопротивлений для боль-
ших толщин (см. табл.
24.2). В отечественной
практике применяют толь-
ко двухлистовые сварные
пакеты (рис. 24.3). В ряде зарубежных стран применяют также свар-
ные пакеты из 3—4 листов. Для обрыва со сварным прикреплением
одного из листов пакета (что не допускается в железнодорожных
пролетных строениях северного исполнения) требуется соблюдение усло-
вий рис. 24.3.
При соединении листов различных ширин или различных толщин се-
чение должно изменяться плавно с устройством скосов согласно рис.
24.3.
Чтобы увеличить выносливость и хладостойкость стальных мостовых
конструкций применяют механическую обработку деталей и швов у кон-
центраторов напряжений, назначают оптимальный порядок сварки эле-
ментов с применением в необходимых случаях местного подогрева, из-
бегают стесненного расположения привариваемых деталей.
В железнодорожных мостах не допускается приваривать элементы
связей к ребрам жесткости и фасонкам, а при северном исполнении так-
же приваривать прокладки к основным элементам и противоугонные
уголки к поясам балок.
Предельные гибкости элементов, ограничиваемые для предотвраще-
ния случайных искривлений, могущих уменьшить действительную не-
сущую способность элемента, с целью уменьшения вибраций при эксплу-
атации для элементов пролетных строений мостов ниже, чем для эле-
ментов других стальных конструкций. Например, предельная гибкость
поясов главных ферм независимо от знака усилия 100 в железнодо-
рожных мостах и 120 в автодорожных, городских и пешеходных мостах.
Чтобы уменьшить влияние погибей, а также повысить долговечность
и стойкость против коррозии для постоянных мостов, нормированы не-
которые минимальные размеры сортамента металла. Например, в же-
лезнодорожных мостах наименьшая толщина стенок главных балок и
фасонок сквозных главных ферм — 12 мм, а в автодорожных, городских
и пешеходных мостах — 8 мм. Наименьшие сечения уголков в основных
элементах главных ферм и проезжей части 100ХЮ0Х Ю» в элементах
связей 80X80X8 в железнодорожных мостах и 80X80X7 в других
мостах.
Для стальных конструкций мостов основным видом заводских сое-
динений являются сварные, а основным видом монтажных соединений—
фрикционные на высокопрочных болтах. В монтажных соединениях лис-
тов настила ортотропных плит почти всегда применяют сварку. Мон-
тажную сварку применяют иногда и для соединения сплошностенчатых
главных балок пролетных строений, что обеспечивает существенную
359
экономию стали, но затрудняет навесную сборку и требует привлечения
высококвалифицированных специалистов и сложного оборудования, а
также осуществления тщательного контроля качества швов. Цельносвар-
ными сооружают уникальные металлические мосты в городах, где легче
выполнить эти требования. В последние годы получили распростране-
ние комбинированные стыки балок, с соединениями стенок на высоко-
прочных болтах, а поясов — автоматической сваркой.
Заклепочных соединений на монтаже больше не применяют, а на
заводах их применяют только в некоторых специальных соединениях.
Соединения на обычных болтах нормальной точности и на высокопроч-
ных болтах без контролируемого натяжения применяют в разборных
и временных мостах. Начато опытное применение в постоянных автодо-
рожных мостах соединений на несущих высокопрочных болтах, в кото-
рых сдвигающие усилия передаются совместным действием сил трения,
смятия и среза, что позволяет значительно уменьшить число болтов.
Главная особенность применяемых в стальных конструкциях мостов
сварных соединений состоит в преимущественном использовании созда-
ющих небольшие концентрации напряжений стыковых швов и угловых
швов вогнутого очертания, выполняемых автоматической сваркой с пол-
ным проваром и плавным переходом к основному металлу. Фланговых
и лобовых швов, характеризующихся большими концентрациями на-
пряжений, избегают. Прерывистые соединительные швы не допускаются.
Высокопрочные болты применяют преимущественно с номинальны-
ми диаметрами 22 и 24 мм типов 110 и 110ХЛ1* из стали 40Х с контро-
лируемым временным сопротивлением после термообработки изделия
1100 МПа. Особенностью высокопрочных болтов для мостов является
ограничение и контроль не только указанного нижнего, но и верхнего
(1300 МПа) предела прочности, что предотвращает использование мало
пластичных болтов, подверженных замедленным хрупким разрушениям.
Особенности расчета состоят в пренебрежении увеличением дейст-
вительных усилий натяжения болтов при контроле по углу поворота
гайки айв значительно меньших рсчетных сдвигающих усилиях на
один болтоконтакт при малом числе болтов в соединении, а также при
простых способах подготовки контактных поверхностей. Разность но-
минальных диаметров отверстий и болтов в конструкциях мостов, как
и в конструкциях промышленного строительства, может быть 1—6 мм
(последнее — в фрикционных соединениях, не определяющих геометрии
конструкции), но расчетное усилие на болтоконтакт для мостов не за-
висит от разности диаметров отверстий и болтов.
ГЛАВА 25. СПЛОШНОСТЕНЧАТЫЕ
СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ
ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
§ 1. ПРИНЦИПЫ РАБОТЫ И ОБЩАЯ КОМПОНОВКА
СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПРОЛЕТНЫХ
СТРОЕНИЙ
Сталежелезобетонными называют пролетные строения, в которых
железобетон и сталь работают в единой конструкции, что позволяет
налучшим образом использовать каждый из этих материалов в соответ-
ствии с его свойствами [26]. В частности, сталежелезобетонными явля-
* Для конструкций северного исполнения.
360
ются пролетные строения с железобетонной плитой проезжей части,
включенной в совместную работу с поясами стальных главных балок.
Наибольшее распространение имеют сплошностенчатые сталежелезо-
бетонные пролетные строения с ездой поверху балочно-разрезной, ба-
лочно-неразрезной и рамной системы, составляющие один из главных
видов металлических пролетных строений.
В сплошностенчатых пролетных строениях включение железобетон-
ной плиты в работу на сжатие совместно со стальными верхними поя-
сами позволяет значительно уменьшить их сечения и в некоторой сте-
пени облегчить другие стальные элементы главных балок, а также уве-
личить жесткость и улучшить динамические характеристики пролетного
строения.
Железобетонную плиту укладывают по стальным балкам чаще всего
после перекрытия ими пролетов. При этом главную часть постоянных
нагрузок воспринимают стальные балки без помощи железобетонной
плиты, а сжимающие усилия возникают в железобетонной плите от вре-
менных нагрузок и только добавляемых после объединения железобе-
тона и стали постоянных нагрузок, а также от предварительного напря-
жения и регулирования, если оно предусмотрено проектом.
Для поперечных сечений сталежелезобетонных конструкций вообще
характерна стадийность работы. Число стадий равно числу частей по-
перечного сечения, последовательно включаемых в работу. Обычно та-
ких частей две (стальная балка и железобетонная плита), и сечение ра-
ботает в две стадии.
Экономичные сталежелезобетонные балки должны характеризовать-
ся возможно более полным использованием материалов: стальных поя-
сов на растяжение или сжатие и бетона плиты на сжатие. Использова-
ние стального верхнего пояса в сжатых зонах часто оказывается непол-
ным по конструктивным соображениям и в связи с необходимостью
обеспечения общей устойчивости до включения железобетонной плиты
в работу. Бетон в зонах действия наибольших положительных изгибаю-
щих моментов получается часто недонапряженным в автодорожных и
городских мостах, характеризующихся существенно большим отноше-
нием постоянной нагрузки к временной, чем у железнодорожных мостов.
В неразрезных и некоторых других пролетных строениях имеются зоны
отрицательных моментов, вызывающих растяжение железобетонной
плиты. В этих зонах бетон почти не разгружает стальную часть конст-
рукции.
В сталежелезобетонных пролетных строениях относительно широко
применяют предварительное напряжение и регулирование для эконо-
мии стали, достигаемой увеличением полноты использования материа-
лов (и иногда заменой части прокатной стали высокопрочной армату-
рой), а также для обеспечения трещиностойкости железобетонной плйты
в ее растянутых зонах. Способы предварительного напряжения и ре-
гулирования разнообразны. Наибольшее распространение имеет прину-
дительный выгиб стальной части балки до объединения с железобетон-
ной плитой (обычно с использованием постоянных или временных опор),
а при значительных пролетах в индивидуальных пролетных строениях—
натяжение продольной высокопрочной арматуры плиты в зонах отрица-
тельных моментов (в большинстве случаев после объединения стали и
железобетона).
Все большее применение получают весьма экономичные бисталеже-
лезобетонные балки, в которых наиболее напряженные участки сталь-
ных поясов выполнены из высокопрочной стали, а стенка и менее на-
пряженные участки стальных поясов (преимущественно непосредствен-
23—59
361
Рис. 25.1. Очертания и высоты сталежелезобетонных пролетных строений
Схема В автодорожных и городских мостах В железнодорожных мостах ft/lt
Mi 12/11
а 1/15<1/20 0,3—1,0 1/9—1/15
б 1/20—1/25 0,4—0,8 —
виг 1/35—1/50 0,4—0,8
Рис. 25.2. Поперечные сечения сплошностенчатых сталежелезобетонных пролетных
строений
а—е — схемы
но объединяемые со сжатой железобетонной плитой) — из обычной
стали.
Очертания главных балок всегда с параллельными поясами при раз-
резной и,, как правило, с параллельными поясами при неразрезной систе-
ме (рис. 25.1). Очертания главных балок с увеличением высоты над
промежуточными опорами согласно рис. 25.1, в или г в большепролет-
ных конструкциях неразрезной системы дают заметную экономию стали,
однако неразрезные пролетные строения переменной высоты применяют
в последние годы все реже, поскольку они существенно сложнее для из-
готовления и исключают монтаж продольной надвижкой.
Чтобы уменьшить строительную высоту, облегчить транспортирова-
ние и достичь ряда других преимуществ, высоту главных балок приме-
няют всегда несколько меньшей теоретически выгодной и назначают в
зависимости от пролета в пределах, указанных на рис. 25.1 (табл.). Эти
пределы имеют в виду высоты от низа нижнего пояса до верха железо-
бетонной плиты, высота стальной стенки получается несколько меньшей.
Высота главных балок может довольно сильно отличаться от даю-
щей наименьший расход стали при заданной железобетонной плите, при
этом расход стали увеличивается незначительно.
362
Наиболее ходовые в СССР высоты стенок 2,48 м (наибольшая из ус-
ловия получения стенки без заводского продольного стыка) и 3,6 м
(наибольшая из условия перевозки железнодорожным транспортом
конструкции, не имеющей монтажного продольного стыка). Если кон-
структивно желательная высота стальной стенки оказывается недоста-
точной, приращение высоты сечения сталежелезобетонной балки можно
получить, увеличив высоту вута или ребра железобетонной плиты. Вер-
тикальная жесткость редко оказывает определяющее влияние на высоту
сталежелезобетоннсго пролетного строения. Поперечное сечение стале-
железобетонного сплошностенчатого пролетного строения с ездой по-
верху (рис. 25.2) чаще всего устраивают открытым снизу, применяя од-
ностенчатые двутавровые стальные главные балки (как правило, несим-
метричного поперечного сечения в зонах положительных изгибающих
моментов). В больших пролетах в поперечном сечении применяют одну
или несколько коробчатых главных балок, замкнутых снизу стальной
ребристой плитой (рис. 25.2, а, д) либо (реже) нижней железобетонной
плитой (рис. 25.2, е). Нижние плиты могут применяться только на час-
ти длины пролетного строения, на остальной части длины тогда оста-
ются одностенчатые стальные балки.
Число стенок главных балок в поперечном сечении пролетного стро-
ения чаще всего равно двум. Большее число стенок может быть выгод-
ным прежде всего при большой ширине пролетного строения, а также
в мостах малых (менее 40 м) пролетов. Оптимальная высота главных
балок в многобалочном (многостенчатом) пролетном строении меньше,
чем в двухбалочном (двухстенчатом), а при коробчатом поперечном се-
чении— меньше, чем при открытом поперечном сечении.
Главные балки (или стенки коробчатых балок) соединяют попереч-
ными связями, одна из главных функций которых состоит в обеспече-
нии устойчивости сжатых поясов балок до включения в работу раскреп-
ляющей их железобетонной плиты. Устройства с этой же целью постоян-
ных или временных металлических продольных связей в уровне желе-
зобетонной плиты стараются избежать.
При одностенчатых главных балках устраивают решетчатые ниж-
ние продольные связи обычно по всей ширине пролетного строения
(между крайними балками), что резко увеличивает сопротивление кру-
чению коробчатого пролетного строения. Иногда главные балки сое-
диняют нижними продольными связями только попарно, а при неболь-
ших пролетах пролетное строение вообще может не иметь нижних про-
дольных связей.
Характерны (для езды поверху) три основные схемы проезжей час-
ти, в которых железобетонная плита опирается только на главные бал-
ки (рис. 25.3,а), на главные и поперечные балки (рис. 25.3,в), на глав-
ные и продольные балки (рис. 25.3, б).
В схеме проезжей части по рис. 25.3, б продольные балки поддержи-
ваются поперечными балками, роль которых могут выполнять соответ-
ственно рассчитанные решетчатые поперечные связи между главными
балками (совмещение функций поперечных балок и поперечных связей).
Постоянная нагрузка на сталежелезобетонное пролетное строение В
значительной степени зависит от толщины железобетонной плиты, в ав-
тодорожных и городских мостах чаще всего принимаемой 14—17 см, в
железнодорожных мостах — до 25 см. Расстояния между балками, на
которые опирается железобетонная плита, назначаются в зависимости
от временной нагрузки и толщины плиты в пределах 2—6 м. Большие
расстояния могут быть перекрыты ребристой плитой (рис. 25.3, г, д)
Для увеличения расстояния между балками без увеличения толщины
23*
363
Рис. 25.3. Проезжая часть сплошностеночных сталежелезобетонных пролетных
строений
а—е — схемы
железобетонной плиты за рубежом часто применяют поперечное пред-
варительное напряжение плиты высокопрочной арматурой.
Сталежелезобетонные сплошностенчатые пролетные строения явля-
ются наиболее употребительными конструкциями для автодорожных и
городских металлических мостов пролетами примерно до 120—130 м и
для железнодорожных металлических мостов с ездой поверху пролета-
ми 35—70 м.
§ 2. РАСЧЕТЫ СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ МОСТОВЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Основу расчетов сталежелезобетонного пролетного строения состав-
ляет обычно рассмотрение стержневой расчетной модели, в которой
каждый стержень (главная балка, балка проезжей части и т. д.) рабо-
тает упруго и подчиняется гипотезе плоских сечений. В эту основу вно-
сят необходимые поправки, учитывающие неупругие свойства бетона,
пластические деформации стали и иногда отступления от гипотезы пло-
ских сечений.
В состав поперечного сечения сталежелезобетонной главной балки же-
железобетонная плита включается обычно полностью, на всю ширину,
приходящуюся на одну балку. При длине пролета менее 4В или 12С (В—
расстояние между балками; С — длина консоли плиты) включаемая в
работу расчетная ширина плиты получается меньше ее конструктивной
ширины.
В связи со стадийностью работы поперечных сечений и специфичес-
кими свойствами бетона обычно для каждого расчетного сечения ста-
лежелезобетонного элемента подсчитывают геометрические характери-
стики (координаты центров тяжести Z, моменты инерции J, моменты
сопротивления ТГ и т. д.), отвечающие нескольким составам сечения.
При двух стадиях работы напряжения от вызывающих положительные
изгибающие моменты нагрузок определяют в предположении упругости
материалов по формулам табл. 25.1.
Геометрические характеристики объединенного сталежелезобетонно-
го поперечного сечения 2ст.б, 7ст.б и другие вычисляют на основе приве-
дения бетона к стали. Площадь бетона учитывают в составе приведен-
ного сечения в размере —Fq/п^ где коэффициент приведения пъ —
=ВС/Еб — отношение модулей упругости стали и бетона.
Стальной сжатый верхний пояс, разгружаемый железобетонной пли-
той, назначается обычно облегченного сечения, однако в I стадии работы
(до жесткого присоединения блоков сборной плиты или набора прочно-
364
Таблица 25.1. Напряжения от положительных изгибающих моментов
Место действия напряжения Характер напряжения Стадия
I II
Крайняя фибра сталь- ного нижнего пояса сн Растяжение I _ м‘ °СН ~ 7 гС- сн •'с тт асн — т гстб. СН •'ст. б
Крайняя фибра стально- го верхнего пояса св Сжатие I _ д1 °C В— 7 гС. СВ< "С п М" СВ /ст.б стбсв
Центр тяжести сечения бетона б — TI Ми °б“ пб/СТ.бгст 6 6
сти монолитной плитой) железобетонная плита не обеспечйвает его ус-
тойчивости. Известно много аварий, происшедших при монтаже стале-
железобетонных пролетных строений в связи с недостаточной устойчи-
востью сжатых верхних поясов. Соответственно необходима показанная
в табл. 25.1 проверка устойчивости стального сжатого верхнего пояса
на I стадии работы.
Подбор сечений стальных балок, объединенных с железобетонной
плитой, осуществляемый в общем случае последовательными прибли-
жениями, относительно трудоемок при расчетах вручную.
Чтобы уменьшить число приближений, в качестве первого приближе-
ния целесообразно принимать сечение, у которого площади стальных
поясов определены по приведенным ниже формулам грубого подбора.
Эти формулы предполагают, что изгибающие моменты воспринимаются
в основном стальными поясами и железобетонной плитой, а участие в
работе стальной стенки оценивается в размере 20% в I стадии и 5% во
II стадии работы. Учитывая развитие пластических деформаций в сталь-
ных поясах в предельном состоянии по прочности и перераспределение
усилий между железобетоном и стальным верхним поясом при появле-
нии в последнем пластических деформаций, расчетное сопротивление
стали верхнего пояса условно увеличивается на 15%, а нижнего поя-
са— на 5%.
Соответственно получаем следующие уравнения полного использо-
вания нижнего и верхнего стальных поясов:
7W1 ___Мп
l,2tfcFH + l,05tfc6FH
М1_______________Л4П__________
W» 1,05Ясб (FB + /^Р) -
Из этих уравнений
ТУ1 + Nu
н“ 1,057? ;
——+0,25Г2д -0.5F,
1,
(25.1)
(25.2)
(25-3)
(25.4)
365
В этих формулах
. м1 тт мп
№ = —— ; /Vй = --------------;
1,2НС 1,05/7сб’
Нс — высота между центрами тяжести сечений стальных поясов; НСб — высота между
центрами тяжести сечений стального нижнего пояса и железобетонной плиты; /•’бР =
= F$ln, где п= (EJEq) • [Л111/(Л1«’ + 0,35М«)]—отношение модулей упругости с прибли-
женным учетом ползучести бетона; Мд — изгибающий момент от временных нагрузок;
Мя — изгибающий момент от постоянных нагрузок II стадии работы;
Fд = F"p — (N1 — , 157? .
Формулы напряжений во II стадии даны в табл. 25.1 без учета пол-
зучести бетона. Практически в большинстве случаев (если напряжения
в бетоне от постоянных нагрузок и воздействий превышают 0,2 Яцр,
где /?пр — расчетное сопротивление бетона сжатию) вызываемые пол-
зучестью бетона перераспределения усилий необходимо учитывать в
расчетах.
Для статически определимой конструкции напряжения от ползуче-
сти бетона могут быть определены методом «тонкой плиты» [26] (при-
емлемым при E6Jq<Z0,2EcJc) . Приближенно напряжения от посто-
янных нагрузок II стадии работы с учетом ползучести бетона могут
быть вычислены в предположении, что бетон обладает эффективным
модулем упругости £п=0,35 Не-
характерной особенностью работы сталежелезобетонного пролетного
строения являются существенные усилия и напряжения от изменений
температуры (разностей температур частей поперечного сечения) и от
усадки бетона [26]. Разности температур частей поперечного сечения
возникают от солнечной радиации и суточных колебаний температуры
воздуха в связи с тем, что теплопроводность бетона примерно в 50 раз
меньше теплопроводности стали.
Расчет на прочность поперечных сечений сталежелезобетонных кон-
струкций ведут по деформационным критериям предельного состояния
[26, 30]. Полная упругопластическая относительная деформация бето-
на в уровне центра тяжести его сечения ограничивается величиной
0,0016. Для стальных поясов пластические относительные деформации
однократного загружения ограничиваются величиной 0,001. Прочность
стальных поясов проверяют для упрощения в традиционной форме про-
верки напряжений, но с введением к моментам сопротивления или рас-
четным сопротивлениям поправочных коэффициентов, приводящих рас-
чет к деформационному критерию предельного состояния.
Расчет основан на гипотезе плоских сечений и методе тонкой пли-
ты. В предельном состоянии рассматривается упругопластическая (или
упругая) работа стального двутавра, находящегося под воздействием
внешних сил (в частности, изгибающего момента) и приложенного в
уровне центра тяжести сечения бетона внутреннего растягивающего
усилия, равного осевому сжимающему усилию в бетоне. Для работы
бетона принимается диаграмма Прандтля, что компенсирует действи-
тельное положение равнодействующей сжимающих напряжений в бето-
не выше центра тяжести сечения бетона и позволяет не учитывать сме-
щения нейтральной оси сечения и изменения усилия в железобетоне при
развитии пластических деформаций стали со стороны нижнего пояса.
366
Таблица 25.2. Расчет прочности при сжатии бетона временными нагрузками
^СТб j ^б.стб--7 ; z6.ct6 Jc Условия Коэффициент с в зависи- лости от F_/FTT В я
с • • * » * •[if Сталь FBT^FH 1 0,8 0,6 0,4 0,2 0
<7<Г: р F1 Y и'0.с 7 § Z6.C ? J 4 W = — 5^ CB.C Z ’ Hu л 16Д 0,5 1 2 1,03 1,06 1,08 1,07 1,11 1,14 1,11 1,16 1,21 1,27 1,16 1,22 1,28 1,34 1,2 1,27 1,34 1,42
р, / ЗГ 1 сн.с ? С < сн.с ч N6.a = F6 °б + Fa аа ри н5* N6R,a = *Пр + Fa °a J. N6a,R ~F6^np+Fa^a Ctf 15ХСНД 0,5 1 2 1,02 1,05 1,07 1,05 1,09 1,13 1,09 1,14 1,19 1,24 1,14 1,20 1,25 1,31 1,18 1,25 1,31 1,39
10ХСНД 0,5 1 2 1,01 1,04 1,06 1,04 1,08 1.11 1,08 1,13 1.16 1,12 1,17 1,22 1,17 1,23 1,29 1,22 1,28 1,35
Расчетный случай А Б В
Критерии расчет- ных случаев ми - « об = —— — Об< Наличие расчетной Пб^б.стб продольной арматуры < Ruv мп (сж) Об = — — «б >*б.стб — Об > Япр (еж) - МП -ь ту; » Яц М^б.стб + Оа < /?а (сж) - м11 Об в —м — «б "б.Стб Об /?пр (сж) При наличии расчет- ной продольной арма- туры - = Мп , Ла ^б.стб + Оа > Ra (СЖ)
Проверка желе- зобетона — — k ^7Х Z6.c АГбаЯ 1 «'«.о 0,0016 (сж)
Проверка КОГО пояса сталь- гб«сМэ.а А4-~2б.сМ5а .R < R (сж)
верхнего ^^03.0 " Fc
/Tig Г с (сж)
Проверка сталь- ного нижнего М — Зб.с Мб.а , М— *6.cW6,R,a М — Хб.с NcaR
Сл/Гснс с#Гснв +
пояса Тс (рс) Fq (рс) </? Fc (рс)
367
В формулах табл. 25.2 приняты следующие обозначения: Я; 7?а и /?пр — расчетные
сопротивления соответственно стали поясов, продольной арматуры, бетона на сжатие;
Об, оа — ураЬновешенные в пределах поперечного сечения элемента напряжения от пол-
зучести бетона, усадки бетона и изменений температуры соответственно в бетоне в
центре тяжести его сечения и в продольной арматуре; п&—Ес1Еа, где Еа — модуль уп-
ругости продольной арматуры; сл = 1+1](с—1)—поправочный коэффициент к моменту
сопротивления, приводящий расчет прочности стальной балки при совместном действии
изгибающего момента и осевой силы к критерию предельной пластической деформации.
с и т| — полученные Н. Л. Черновым [30] исходные коэффициенты приведения к
предельной пластической деформации определяемые по табл. 25.2 и 25.3; получение
т] сверху от разграничительной линии означает возможность развития предельных пла-
стических деформаций в верхнем поясе, снизу — в нижнем поясе, в интервале значений,
примыкающих к разграничительной линии — в обоих поясах; если т] получается для по-
яса, противоположного рассматриваемому, то в проверке прочности рассматриваемого
пояса нет необходимости;
т2 = 1
#пр--
Ft,
Fb *
но не более 1,2 — поправочный коэффициент к расчетному сопротивлению стального
верхнего пояса, учитывающий разгрузку его недонапряженным бетоном при появлении
в стальном верхнем поясе пластических деформаций; cN =Сц]гп2, но не менее 1; k—•
коэффициент, учитывающий увеличение относительных деформаций бетона при разви-
тии пластических деформаций в прилегающем к нему стальном верхнем поясе и изме-
няющийся от 1 до 1+0,0095с/Л в зависимости от степени развития пластических де-
формаций в стальном верхнем поясе.
Остальные обозначения пояснены в табл. 25.2.
При сжатии бетона временными нагрузками расчет прочности про-
стого одноплитного сталежелезобетонного элемента выполняют по од-
ному из трех расчетных случаев, расчетные формулы для которых при-
ведены применительно к действию положительного изгибающего момен-
та в табл. 25.2. Работа железобетона без быстротечных пластических
деформаций определяет случай А, пластическая работа бетона и упру-
гая работа продольной арматуры определяют случай Б, пластическая
работа и бетона и продольной арматуры (или только бетона при отсут-
ствии расчетной продольной арматуры) определяет случай В.
При растяжении бетона временными нагрузками расчет прочности
простого одноплитного сталежелезобетонного элемента выполняют по од-
ному из двух расчетных случаев, расчетные формулы для которых приве-
дены применительно к действию отрицательного изгибающего момента в
табл. 25.3. В случае Г бетон в предельном состоянии сечения по проч-
ности вследствие предварительного напряжения или других обстоя-
тельств остается сжатым и железобетон работает полным сечением с
продольной жесткостью EqFq-\-E&F&. Случай Д предполагает образова-
ние поперечных трещин в железобетоне на всю его высоту с уменьше-
нием жесткости железобетона при растяжении до величины ЕаЕа/фт,
где фт — коэффициент согласно табл. 25.4, учитывающий частичное во-
влечение бетона между трещинами в работу на растяжение.
В случае Г работа сталежелезобетонного поперечного сечения в об-
щем аналогична работе в случае А, но напряжения в стальном двутавре
в случаях А и Г противоположны, причем возникающее от сжатого бе-
тона усилие не разгружает, а догружает стальной двутавр. В случае Д
стальной двутавр разгружается усилием, возникающим от растяжения
арматуры железобетона, а формула для оа учитывает частичную релак-
сацию при образовании трещин, уравновешенных в пределах попереч-
ного сечения напряжений в арматуре от ползучести и усадки бетона и
изменений температуры.
368
Таблица 25.3. Расчет прочности при растяжении бетона временными нагрузками
Рс — + Рвт + Рц
W , = ——
а,сф
^а.сф
= Ра оа при
ста
Na = Fa /?а при
ста ^а
Na,R — Ра Ра
О? о Коэффициенты т) в зависимости от V»
1 0,8 0,6 0,4 0,2 0
0 1 1 1 1 1 1
0,1 1,63 0,30 0,54 0,9 0,92 0,93
0,2 2,47 1,12 0,30 0,38 0,80 0,87
0,3 3,20 1,60 0,95 0,34 0,38 0,75
0,4 3,49 2,02 1,30 0,84 0,26 0,58
0,5 3,51 2,27 1,58 1,12 0,72 0,28
0,6 3,05 2,45 1,76 1,3 0,91 0,63
0,7 2,85 2,38 1,90 1,42 1,05 0,82
0,8—1 2,60 2,12 1,80 1,45 1,12 0,93
Расчетный
случай
Д
Критерии расчет-
ных случаев
п - -
6 «б ^б.стб 6
>0,1 /?пр
(еж)
ддП _
°б = й—й/------ Og < 0,1 ₽пр
rt6 И'о.стб (сж)
Напряжения в продольной ар- матуре железо- бетона Л!" -С" Ga — -f- оа (сж) Па — 4" гб.сф f*6 <*6 1 . 1Р7 "г % па । Рб<*6 - 1 1b я F , °а» Нт па гсф но не более Ra
Проверка сталь- ного верхнего по- яса — Л! 2б.с#ба ^св.с + < т2 R (рс) Г С 2а.с cNWcb.c ~ <₽*)
То же, нижнего пояса ~М + гб,с N6,a __ CN ^сн.с — J а < Я (с») с C.H.0 **G
В формулах табл. 25.3 приняты следующие обозначения (сверх поясненных в табл.
, Og Fq
25.2 и применительно к табл. 25.2). т2=1 + —--но не более 1,2 — поправочный
А * В
коэффициент к расчетному сопротивлению стального верхнего пояса, учитывающий раз-
грузку его не имеющим поперечных трещин. железобетоном при появлении в стальном
верхнем поясе пластических деформаций; cN—cN!m2, но не менее 1.
Коэффициент rt в случае Г принимают по левому столбцу табл. 25.3
(как для Fa/Fa— 1), если FB/FH^,1. ЕслиЕв/Ен>1, то коэффициенты
369
Таблица 25.4. Коэфициенты фт
Вид замоноличенной продольной арматуры ! Железнодорожные мосты, расчеты на Автодорож- ные, город- ские мосты
проч- ность трещино- стойкость
Гладкая (вклю- чая пучки высоко- прочной проволо- ки и стальные ка- наты) 1 1 0,7
Периодического профиля щих стадиях ра( 1 5оты р 0,75 ) асчет bi 0,5 яполн
г| и с определяют по табл. 25.3
и 25.2 с переставленными индек-
сами, т. е. как бы используя для
верхнего пояса обозначение
и для нижнего пояса обозначе-
ние Гв.
Для сталежелезобетонных по-
перечных сечений, предваритель-
но напряженных натяжением вы-
сокопрочной арматуры, число ста-
дий работы составляет обычно 3
или более. На стадии натяжения
арматуры усилия предваритель-
ного напряжения учитывают как
внешнюю нагрузку. На последую-
>т в соответствии с изложенными
ранее принципами, но дополнительно проверяют прочность высокопроч-
ной арматуры.
Особенность расчета железнодорожных сталежелезобетонных про-
летных строений на выносливость — учет виброползучести бетона, учи-
тывающий постепенное перераспределение сжимающих усилий между
бетоном и стальным верхним поясом, уменьшение напряжений в бето-
не и увеличение их в стальнм верхнем поясе [26].
Расчеты на трещиностойкость железобетонной плиты, направленные
на обеспечение долговечности конструкции, имеют большое значение
для сталежелезобетонных пролетных строений, особенно неразрезной
системы.
Категории трещиностойкости, виды проверочных расчетов на трещи-
ностойкость, условия применения этих расчетов и расчетные формулы
сведены в табл. 25.5.
В этих формулах сгвф — напряжения в крайней фибре бетона от нагрузок, учитывае-
мых в расчетах на трещиностойкость, вычисленные при учете всего бетона в составе
э э О
сечения, причем Обф(+) — растягивающее; <?бф(—) — сжимающее; <Тбф(—) — сжимаю-
щее без учета потерь от ползучести и усадки бетона; ат — раскрытие трещины, опре-
деляемое методами расчета железобетона в зависимости от растягивающего напряжения
в крайнем ряду продольной арматуры; /?т; 7?э; /?рП— расчетные сопротивления бетона
на сжатие в расчетах трещиностойкости и на растяжение; Ат и т — соответственно
предельное раскрытие трещины и коэффициент условий работы, принимаемые по нор-
мам в зависимости от категории трещиностойкости.
Изменения температуры и усадка бетона, а также ползучесть бето-
на под постоянными нагрузками и образование поперечных трещин в
железобетоне под временными нагрузками, вызывающие в статически
определимых конструкциях только напряжения, уравновешенные вкаж-
ДО2М поперечном сечении, в статически неопределимых'неразрезных бал-
ках вызывают, кроме того, дополнительные изгибающие моменты, опор-
ные реакции и поперечные силы. Раскрытие статической неопредели-
мости целесообразно методом сил при неизвестных опорных изгибаю-
щих моментах и основной системе в виде цепи разрезных балок.
Учет влияния на работу статически неопределимой конструкции
ползучести бетона составляет физически нелинейную задачу, а учет
влияния образования трещин в железобетоне — конструктивно нелиней-
ную задачу. Оба эти расчета выполняют последовательными приближе-
ниями [26].
В статически неопределимой конструкции напряжения от ползуче-
сти бетона должны быть уточнены последовательными приближениями
370
Таблица 25.5. Условия выполнения расчетов на трещиностойкость
Расчет Расчетная форма Характер армирования, категории трещинностой- кости и назначения пролетных строений мостов
напрягаемая про- волочная армату- ра (включая ка- наты) напрягаемая стержневая арма- тура неняпря- гаемая стержне- вая арма- тура
Па желез- нодорож- ных Па, Пб автодо- рожных и город- ских Пб же- лезнодо- рожных Ша, б автодо- рожных и городских Шв всех назначе- ний
По образовнаию продоль- ных трещин при предвари- тельном напряжении и ре- гулировании Оу. , . бф(—) 1 + + + » +
По образованию продоль- ных трещин от совместного воздействия силовых фак- торов и неблагоприятных влияний внешней среды при эксплуатации автодо- рожных и городских мо- стов °бф(-)<^9 + — + +
По образованию попереч- ных трещин при эксплуа- тации °бф(+) <т&рп + + + —— —-
По раскрытию поперечных трещин при эксплуатации — Па — Пб + + + +
учетом ползучести, вызываемой напряжениями от ранее учтенной пол-
зучести. При учете образования поперечных трещин в железобетонной
плите последовательными приближениями уточняют длины зон рас-
крытия трещин. Последовательные приближения заканчивают, когда
изменения напряжений от ползучести или изменения длин зон раскры-
тия трещин станут пренебрежимо малыми. В обоих видах расчетов в
подавляющем большинстве случаев достаточно двух последовательных
приближений. Эти расчеты особенно целесообразно выполнять на ЭВМ
по имеющимся программам.
§ 3. ОБЪЕДИНЕНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
И СТАЛЬНЫХ ЧАСТЕЙ ДЛЯ СОВМЕСТНОЙ РАБОТЫ
Объединение железобетонной плиты со стальным двутавром в стале-
железобетонную балку обеспечивается достаточно жесткой передачей
через объединительный шов сдвигающих и отрывающих сил, для чего
требуются специальные объединительные устройства. Передача через
объединительный шов прижимающих сил обычно не требует специаль-
ных устройств.
Сдвигающие усилия возникают в объединительном шве от попереч-
ных сил, а также от перераспределения продольных усилий между же-
лезобетоном и сталью. Последнее обстоятельство и необходимость учи-
тывать иногда отступления от гипотезы плоских сечений заставляют
воздерживаться от часто практиковавшегося определения погонных
сдвигающих сил по формуле
371
f^ба.ст-б
^ст.б
Значительно большей общностью обладает формула
t == [(Об.п^б + Чп^а)- (<*б,л + аа.л ^а)> (25.5)
а
где ng и аа — напряжения в бетоне и арматуре в центрах тяжести сечений железобе-
тона, ограничивающих справа и слева участки плиты длиной а.
У концов железобетонной плиты на длине, которую можно прини-
мать 0,36 (#+&пл), возникают сдвигающие и отрывающие усилия от из-
менений температуры и усадки бетона [26].
В качестве объединительных устройств в сталежелезобетонном про-
летном строении используют жесткие упоры, гибкие упоры и анкеры,
высокопрочные болты (иногда в комбинации с клеем). Сдвигающее уси-
лие Т на одно объединительное устройство (упор или группа анкеров
либо болтов) определяют как площадь участка огибающей эпюры на
длине, относящейся к рассчитываемому устройству (равной шагу объ-
единительных устройств).
Жесткий упор (рис. 25.4) передает бетону сжимающие усилия че-
рез подребренные (или ужесточенные другим способом) упорные по-
верхности и вызывает в прилегающем бетоне достаточно равномерные
деформации местного сжатия (смятия). При выпуклой форме упорной
поверхности зону местного сжатия конструктивно армируют.
Основным для объединения на жестких упорах является расчет бе-
тона на смятие, выполняемый для автодорожных и городских мостов
по формуле
7<l,6tfnpFCMi (25.6)
где /?пр— расчетное сопротивление бетона сжатию, Fcm— расчетная площадь смятия
бетона упором.
Для железнодорожных мостов выполняют раздельные расчеты сми-
наемого бетона на прочность и на выносливость (по специфическим
нагрузкам и сопротивлениям), заменяя коэффициент 1,6 соответствен-
но на 2 и 1,5. Увеличение сопротивления бетона местному смятию по
сравнению с осевым сжатием объясняется благоприятным воздействи-
ем бетона, окружающего упор с трех сторон. Если упор находится
в относительно узком железобетонном ребре, сопротивление смятию
снижается.
Для полного использования сопротивления бетона смятию и преду-
преждения отрыва плиты и скалывания бетона плита должна быть за-
анкерена, а расстояние в свету между жесткими упорами должно быть
не менее 3,5-кратной высоты площадки смятия бетона. Для обеспече-
ния плотности шва при всех видах объединительных устройств рассто-
яние в свету между ними не должно быть больше 8-кратной средней
толщины плиты.
При сборной железобетонной плите жесткие упоры размещаются и
замоноличиваются или в специальных окнах (см. рис. 25.4), или в швах
между блоками плиты. При расположении упоров в окнах или попереч-
ных швах толщина подливки не включается в площадь смятия Рем-
В мостовых конструкциях обычного исполнения жесткие упоры не-
посредственно приваривают к стальному поясу (на заводе-изготовите-
ле). В мостовых конструкциях северного исполнения жесткие упоры
приваривают к специальным планкам, а их соединяют со стальным поя-
сом высокопрочными болтами.
372
Рис. 25.5. Гибкие упоры и анкеры
а — петлевые анкера; б — гибкие цилиндриче-
ские упоры с головками
Гибкие упоры выполняют стержневыми или из отрезков прокатных
профилей (швеллеров, уголков, двутавров), имеющих неподребренную
и неужесточенную другими способами упорную поверхность. Они рабо-
тают в теле бетона на изгиб наподобие нагеля и вызывают в прилега-
ющем бетоне существенно неравномерные деформации местного смя-
тия (наибольшие — у основания упора). Заанкеренный в бетоне стер-
жневой гибкий упор называют вертикальным анкером, а при направле-
нии анкера под косым углом к направлению сдвигающей силы — на-
клонным анкером. Наиболее эффективны — петлевые наклонные анке-
ры (рис. 25.5,а). Наклонный анкер (или одна ветвь петлевого анкера
работает при действии сдвигающего усилия Т на сочетание растяжения
с изгибом наподобие нагеля [26].
373
Рис. 25.6. Объединение сборной плиты и стальной балки высокопрочными болтами,
обжимающими железобетон
/ — высокопрочные болт; 2— материал омоноличивания; 3—подкладка; 4 — распределительная
сетка
В большинстве зарубежных стран для объединения железобетона
(преимущественно монолитного) и стали очень широко применяются
гибкие цилиндрические упоры с головками (рис. 25.5,6), приваривае-
мые к верхнему поясу на монтаже контактным способом специальным
сварочным пистолетом. Широкое распространение таких упоров объ-
ясняется исключительно высокой производительностью труда (1 рабо-
чий приваривает в среднем 3 упора за 1 мин) и организацией рядом
фирм во многих странах массового производства сварочных пистоле-
тов и достаточно широкого сортамента рассматриваемых упоров.
Весьма эффективно объединение сборной железобетонной плиты
со стальными балками на высокопрочных болтах, обжимающих желе-
зобетон. Этот способ основан на передаче сдвигающих усилий через
объединительный шов силами трения или совместным действием сцеп-
ления и трения [26], причем через контактные поверхности большой
площади, без существенных концентраций напряжений.
При изготовлении блоков сборной железобетонной плиты в ней уст-
раивают отверстия диаметром 50—60 мм для пропуска болтов, а на
верхней поверхности плиты — гладкие площадки для воспринятая об-
жимающих железобетон усилий натяжения высокопрочных болтов с ис-
пользованием стальных подкладок толщиной 16—20 мм (рис. 25.6). Бе-
тон в эонах болтовых отверстий армируют каркасом из стержней пе-
риодического профиля диаметром 10 мм. В зарубежных конструкциях
вместо каркаса применяют арматурные спирали, охватывающие отвер-
стия.
Блоки железобетонной плиты укладывают на заблаговременно раз-
ложенные по стальным поясам податливые прокладки из многослойной
фанеры или древесины. Шов между железобетоном и сталью омоноли-
чивают инъектированием цементно-песчаного или клее-песчаного рас-
твора через болтовые отверстия в плите. В последнем случае число вы-
сокопрочных болтов уменьшается в 2—4 раза.
§ 4. КОНСТРУКЦИИ АВТОДОРОЖНЫХ
И ГОРОДСКИХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИИ
Наиболее широкое применение в нашей стране имеют разработан-
ные в 1968— 1979 гг. типовые автодорожные пролетные строения Ленгип-
ротрансмоста разрезной и неразрезной системы с расчетными пролета-
374
Таблица 25.6. Серии типовых автодорожных пролетных строений
Номер серии Высота стен- ки, м Пролет, м
разрезных конструкций неразрезных конструкций
I 2,48 42 ПХ42 (п=2... 5); 42+63+42
II 3,16 63 ПХ63 (п=2... 5); 63+84+63
III 3,6 — 63+2X84+63; 63+3X84+63
ми от 42 до 84 м и габаритами проезда Г-8, Г-10 и Г-11,5. Пролетные
строения запроектированы в основном из стали 15ХСНД, заводские сое-
динения сварные, монтажные — на высокопрочных болтах. Конструкции
предусмотрены обычного и северного исполнения. Они отличаются тре-
бованиями к стали и конструктивными деталями.
Согласно рис. 25.7 сборная железобетонная плита опирается на две
главные балки и прогон проезжей части, поддерживаемый поперечны-
ми связями, которые выполняют функции поперечных балок.
При габарите проезда: Г-8 Г-10, Г-11,5
Расстояние между главными балками, м . . . . 6,4 7,6
Пролет железобетонной плиты, м ..... « 3,2 3,8
Толщина железобетонной плиты, см................ 14 17
Пролетные строения разделены по высотам стенок балок на три се-
рии (табл. 25.6).
Основные продольные размеры типовых конструкций (панели свя-
зей, шаги ребер жесткости и упоров и т.д.) являются частями пролет-
ного модуля 21 м. Монтажные стыки балок размещены в плоскостях
некоторых поперечных связей.
Сборная железобетонная плита собирается из стандартных блоков,
имеющих окна для упоров. Кроме поперечных швов (шаг 21/8=
Рис. 25.7. Типовое сталежелезобетонное пролетное строение Ленгипротрансмоста
375
Рис. 25.8. Консоль-
но-рамный мост и
схема его предва-
рительного напря-
жения и регулиро-
вания
1 — противовеса
2 — подкос
=2,625 м) над прогоном имеется еще продольный шов. В швах осу-
ществляется сварка арматурных выпусков, после чего швы и окна омо-
ноличивают.
Основным способом монтажа стальной части конструкций является
конвейерно-тыловая сборка и продольная надвижка с применением вре-
менных опор или аванбека. При разрезной системе соседнее пролетное
строение временно присоединяется в качестве противовеса или все про-
летные строения надвигаются неразрезной плетью.
После надвижки неразрезного пролетного строения осуществляют
регулирование (предварительное напряжение): на промежуточных опо-
рах пролетное строение поддомкрачивают и устанавливают на времен-
ные металлические клетки. Затем укладывают плиту, омоноличивают
окна и швы, дают бетону омоноличивания выстояться и опускают про-
летное строение в исходное положение, что обеспечивает обжатие же-
лезобетонной плиты и увеличивает ее трещиностойкость. Можно рабо-
тать домкратами на крайних опорах (где опорные реакции меньше) или
получать начальный выгиб в процессе надвижки.
Основной расход стали (включая арматуру железобетона, но без
перил, ограждений проезда, смотровых ходов, деформационных швов,
водоотводных устройств и опорных частей) в типовых пролетных строе-
ниях Ленгипротрансмоста при пролетах 42 м составляет 180—190, при
пролетах 63—84 м — 230—260 кг/м2.
Типовые автодорожные сталежелезобетонные пролетные строения
пролетами 15—33 м для габаритов Г-8, Г-10 и Г-11,5 разработаны
ЦНИИПроектстальконструкцией. В поперечном сечении разрезных и не-
разрезных конструкций северного исполнения—3 или 4 сварные балки
несимметричного сечения высотой 1,2 или 1,8 м, а для пролета 18 м в
обычном исполнении — прокатные двутавры высотой 100 см с парал-
лельными гранями полок. Сталежелезобетонные пролетные строения
малых пролетов перспективны в труднодоступных районах нашей
страны.
Для однопролетных мостов и путепроводов Г. Д. Поповым разрабо-
тана консольно-рамная предварительно-напряженная сталежелезобетон-
ная конструкция. Схема консольно-рамного моста через канал им.
Москвы приведена на рис. 25.8. Конструкция состоит из двухконсольно-
го сталежелезобетонного ригеля с противовесами на консолях и двух
376
пространственных опорных ног, образованных стойками и подкосами
(одна стойка и один подкос у обоих концов каждой балки). Консоли,
противовесы и опорные ноги закрыты декоративными стенками устоев.
Мост через канал им. Москвы монтировали внавес с двух берегов
при расположении консолей с противовесами на подмостях. После за-
мыкания стальных балок ригеля уложили железобетонную плиту, что
вызвало большие положительные моменты в середине пролета. Затем
подмости убрали — моменты уменьшились почти до нуля и присоедини-
ли опустившиеся концы консолей к гибким подкосам; это превратило
систему из балочной в рамную. Воспринятие большей части постоянных
нагрузок в балочной системе выгодно для опор, а остальных нагрузок
в рамной системе — для ригеля.
Для балочно-неразрезных сталежелезобетонных пролетных строе-
ний относительно больших пролетов (преимущественно городских по
индивидуальным проектам) характерно предварительное напряжение
натяжением высокопрочной арматуры, что дает серьезную экономию
стали и облегчает тяжелые сечения, упрощая их конструкцию. Натя-
жение высокопрочной арматуры может выполняться до объединения
стали и железобетона (с обжатием либо стали, либо железобетона) или
после объединения стали и железобетона в единую конструкцию. На-
тяжение может выполняться в несколько этапов.
Два больших неразрезных сталежелезобетонных моста с обжатием
только стали натяжением высокопрочной арматуры над стальными
верхними поясами в зонах отрицательных моментов были построены
в СССР. Однако такое предварительное напряжение не увеличивает
трещиностойкости плиты, и для ее обжатия прибегали к другим (допол-
нительным) приемам. В результате получалось очень много этапов мон-
тажа, предварительного напряжения и регулирования, что значительно
увеличивало продолжительность возведения и стоимость.
Некоторое применение в СССР и за рубежом имеет обжатие омоно-
личиваемой высокопрочной арматурой железобетонной плиты до объ-
единения ее со стальной частью конструкции. Этот прием использован,
в частности, при строительстве Калининского моста через р. Москву
и мостов через р. Томь в Томске и Кемерове [26].
Неразрезное сталежелезобетонное пролетное строение моста в Том-
ске (рис. 25.9) имеет пролеты 65,3+6X87+65,3 м. В растягиваемых
зонах плиты по бокам ребер над главными балками размещены пучки
высокопрочной арматуры. Стальная часть конструкции после сборки
на насыпи была надвинута с помощью аванбека. После укладки сбор-
ных плит в растягиваемых зонах омоноличивали только продольные и
поперечные швы, но оставляли плиты не объединенными со стальной
конструкцией. Затем укладывали на стальные верхние пояса и привари-
вали к предусмотренным в ребрах закладным деталям объединитель-
ные уголки, после чего натяжением высокопрочной арматуры обжимали
железобетонную плиту в растягиваемых зонах. Потом натяжением высо-
копрочных болтов в горизонтальных полках объединительных уголков
железобетонная плита была объединена с верхними поясами стальных
балок, а пучки были омоноличены бетоном.
Наибольшее распространение в настоящее время получило предва-
рительное напряжение натяжением омоноличиваемой высокопрочной
арматуры после объединения железобетона и стали. Высокопрочную
арматуру заанкеривают обычно в железобетоне, и часть усилия обжа-
тия передается на стальную конструкцию через объединительные уст-
ройства (упоры). Этот способ предварительного напряжения эффектив-
нее по экономии стали, чем натяжение высокопрочной арматуры на
24—59
377
Рис. 25.9. Мост через р. Томь в Томске
а — фасад; б — поперечные разрезы; в — расположение пучков
под плитой
1 — железобетонная плита; 2 — пучки высокопрочной арматуры;
3 — сварной шов; 4 — объединительный уголок; 5 высокопроч-
ный болт
железобетон, причем трещиностойкость плиты обеспечивается опять-
таки самим натяжением арматуры, т. е. значительно проще и быстрее,
чем в случае натяжения высокопрочной арматуры на стальную конст-
рукцию. Недостатком является необходимость размещения большего
количества высокопрочной арматуры и большей суммарной мощности
домкратных установок. В СССР этот способ предварительного напря-
жения применен при строительстве нового Литейного моста через р.
Неву, мостов через канал им. Москвы у Химок и через р. Обь в Ново-
сибирске [26].
Неразрезное сталежелезобетонное пролетное строение моста у Хи-
мок (рис. 25.10) имеет пролеты 81 +135+81 м и ширину проезжей части
25+2X2,25 м. Стальная конструкция состоит из двух корытоообразных
двухстенчатых балок со стенками высотой 3,488 м и с нижней стальной
ребристой плитой на большей части длины. Конструкция цельносвар-
ная из стали 10ХСНД. Сборная железобетонная плита отличается на-
личием над стенками стальных балок высоких и широких железобетон-
ных ребер,’ в которых в растягиваемых зонах предусмотрены каналы
для высокопрочной арматуры, состоящей из пучков высокопрочных про-
волок диаметром 5 мм с высаженными головками по концам.
Сборку и сварку стальных конструкций осуществляли на подходах.
Сперва на каждом подходе была собрана головная часть стальной кон-
струкции (длиной 86,5 м от середины моста). Она была на надопор-
ных участках объединена с железобетонной плитой и предварительно
напряжена первым этапом натяжения высокопрочной арматуры.
Хвостовую часть стальной конструкции длиной 62 м собирали на
каждом подходе во вторую очередь и присоединяли к головной части.
378
a)
1—
тптпт
735/2
87
б)
30,8/2
2,49
ЛЫК А А All/^AA АД
6
fy-0,24
2,65
3,8
2,2
2
3 4
5,47
5,79
7,5/2
3,53
2
6
7,5/2
Рис. 25.10. Мост через
канал им. Москвы
а — продольный разрез;
6 — поперечный разрез
над промежуточной опо-
рой (растянутая зона
плиты); в — поперечный
разрез в середине цент-
рального пролета (сжа-
тая зона плиты); /— ко-
рытообразная стальная
балка; 2 — сборные пли-
ты проезжей части; 3 —
монолитные каналы; 4 —
бетон омоноличивания
каналов; 5 — пучки вы-
сокопрочной арматуры;
6 — монолитные «столи*
ки>
После этого каждую половину пролетного строения надвинули в от-
верстие моста с использованием временной опоры в береговом проле-
те. На ее хвостовую часть, когда она находилась еще на насыпи, были
уложены блоки сборной плиты. По окончании перекатки омонолитили
объединительные и стыковые швы и каналы высокопрочной арматуры
железобетонной плиты хвостовой части и осуществили второй этап на-
тяжения высокопрочной арматурьь Затем временные опоры были де-
монтированы, а концы половин пролетного строения над устоями опу-
щены фермоподъемниками на 3,92 м, после чего пролетное строение
было замкнуто стыком на высокопрочных болтах. Заключительный
этап — укладка и омоноличивание последнего участка железобетонной
плиты в середине центрального пролета и обжатие его при перемеще-
нии пролетного строения в проектное положение.
Неразрезное сталежелезобетонное пролетное строение моста в Но-
восибирске имеет схему 844-105+2X126+1054-84 м. Стальная конст-
рукция с комбинированными стенками: стенки состыкованы на высоко-
прочных болтах, а пояса и нижняя ребристая плита — автоматической
24*
379
сваркой. Объединение блоков сборной железобетонной плиты со сталь-
ными балками — монтажной сваркой вертикальных выпусков заклад-
ных деталей ребер блоков с верхними поясами балок над стенками.
§ 5. КОНСТРУКЦИИ ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Применение в железнодорожных пролетных строениях с ездой по-
верху железобетонной проезжей части, включенной в совместную рабо-
ту со стальными балками, дает много преимуществ по сравнению с
применением деревянных поперечин. Увеличиваются вертикальная и го-
ризонтальная жесткость, что позволяет понизить высоту пролетного
строения, соответственно уменьшив высоту насыпи, и сократить расстоя-
ние между главными балками, уменьшив ширину опор. Увеличивается
долговечность стальных верхних поясов, так как улучшается защита
их от коррозии и устраняются вызывающие усталостные трещины мно-
гократно повторные перенапряжения от изгиба полок при неравномер-
ном опирании на них поперечин. Для пролетов более 40—45 м отпадает
необходимость в устройстве поддерживающей поперечины балочной
клетки, что уменьшает расход стали на 20—25%, упрощает конструк-
цию и повышает ее надежность. Выявляются отмеченные в гл. 23, § 3
преимущества, связанные с применением езды на балласте или безбал-
ластного мостового полотна.
Железнодорожные сталежелезобетонные пролетные строения обычно
имеют балочно-разрезную систему. Предварительное напряжение, на-
правленное на разгрузку стальной части конструкции в результате до-
полнительного обжатия железобетонной плиты, обычно не применяют,
так как большая временная вертикальная нагрузка полностью исполь-
зует сопротивление бетона сжатию.
Действующие типовые проекты железнодорожных сталежелезобе-
тонных пролетных строений Гипротрансмоста (рис. 25.11) охватывают
пролеты 18,2; 23, 27, 33,6; 45 и 55 м; конструкции предусмотрены обыч-
ного и северного исполнения. Стальная часть каждого пролетного стро-
ения состоит из двух сварных главных балок двутаврового несиммет-
Рис. 25.11. Типовое железнодорожное сталежелезобетонное пролетное строение 55 м
а—поперечный разрез; б — продольный разрез при омоноличиваемых стыках плиты; в — продоль-
ный разрез при клеевых стыках плиты
380
Рис. 25.12. Объединение сборного железобетона и стали в типовых пролетных строе-
ниях Гипротрансмоста
1 — горизонтальный лист закладной детали; 2 — боковой лист закладного изделия; 3 — петлевой
анкер
ричного сечения. Верхний пояс принят по всей длине постоянного сече-
ния, а нижний — переменного. Пролетные строения 18,2—33,6 м свар-
ные цельноперевозимые, не имеют монтажных стыков. Пролетные стро-
ения 45 и 55 м имеют монтажные соединения на высокопрочных болтах,
перевозятся плоскими блоками. Наибольшая длина блока 23 м.
Железобетонное балластное корыто — сборное, отличается сравни-
тельно высокими ребрами над главными балками, что необходимо как
для увеличения рабочей высоты конструкции и уменьшения сечения па-
кета стального нижнего пояса, так и для осуществления принятой кон-
струкции объединения железобетонной и стальной части конструкции
(см. ниже).
Пролетные строения 18,2; 23 и 27 м устанавливают в пролет кон-
сольными кранами ГЭК-80 или ГЭПК-130 целиком, с уложенным и
включенным в работу балластным корытом. Пролетные строения 45 и
55 м монтируют обычно краном ГЭК-80 пространственными блоками
с устройством временных опор под монтажными стыками.
Оригинально отработаны отечественные конструкции соединений в
сборной железобетонной проезжей части; они выполняются без мокрых
работ, что исключает: удлинение сроков монтажа и простои консоль-
ных кранов, связанные с выстаиванием бетона омоноличивания для на-
бора прочности; необходимость прогрева швов при монтаже в зимних
условиях.
Объединение со стальной конструкцией осуществляется на высоко-
прочных болтах посредством закладных деталей, состоящих из гибко-
го горизонтального листа с отверстиями для болтов, боковых листов,
охватывающих нижнюю часть железобетонного ребра, и петлевых ан-
381
2000
Рис. 25.13. Поперечное сечение типового безбалластного пролетного строения, приме-
няемого в ЧССР
керов из полосовой стали (рис. 25.12). Железобетонные блоки изго-
товляют на заводе в опалубочных формах повышенной точности, яв-
ляющихся кондуктором для размещения закладных деталей и обеспе-
чивающих проектное расположение в пространстве и строгую плоскост-
ность торцовых стыковых поверхностей блоков. Отверстия в закладных
деталях и в верхних поясах рассверливают по кондукторам; диаметр
отверстий, на 6 мм превышающий диаметр болтов, обеспечивает вполне
достаточное для постановки болтов совмещение отверстий в плане.
Блоки стыкуют с нанесением эпоксидного клея (подогретого при рабо-
тах в зимнее время) на их торцевые поверхности и обжатием шва гори-
зонтально работающими домкратами.
Для пролета 66 м применяется коробчатая конструкция, отличаю-
щаяся от 55-метровой устройством нижней стальной ортотропной плиты.
В последние годы возрастает применение железнодорожных стале-
железобетонных пролетных строений с безбалластным мостовым по-
лотном. В ЧССР, ГДР и ФРГ построено много таких пролетных строе-
ний, в том числе с объединением железобетона и стали высокопрочными
болтами, обжимающими железобетон (рис. 25.13).
ГЛАВА 26. СПЛОШНОСТЕНЧАТЫЕ
ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ СО СТАЛЬНОЙ
ОРТОТРОПНОЙ ПРОЕЗЖЕЙ ЧАСТЬЮ
§ 1. ПРИНЦИПЫ РАБОТЫ, ОБЩАЯ КОМПОНОВКА
И УСЛОВИЯ ПРИМЕНЕНИЯ
В сплошностенчатых пролетных строениях со стальной ортотропной
проезжей частью, как и в аналогичных сталежелезобетонных пролет-
ных строениях, особенно ярко реализуется принцип совмещения функ-
ций частей пролетного строения (см. гл. 23, § 3). Основные идеи таких
пролетных строений состоят в применении сплошного стального гори-
зонтального листа на всю ширину проезжей части и в использовании
его в качестве пояса главных балок и элемента, заменяющего продоль-
ные связи в уровне проезжей части.
Пролетные строения со стальной ортотропной проезжей частью час-
то выполняют коробчатого поперечного сечения с двумя (верхней и
нижней) ортотропными плитами. Нижняя ортотропная плита совмеща-
ет функции нижнего пояса главных балок и нижних продольных связей.
Ребра верхней ортотропной плиты необходимы для воспринятия
подвижных временных нагрузок, перемещающихся по проезжей части,
а ребра нижней ортотропной плиты — для обеспечения устойчивости
нижнего горизонтального листа при возникновении в нем сжимающих
усилий.
Очертания главных балок для пролетных строений со стальной ор-
тотропной плитой преобладают с параллельными поясами, как и для
сталежелезобетонных пролетных строений (см. гл. 25, § 1). Балки пере-
менной высоты применяют редко, но несколько чаще, чем для сталеже-
лезобетонных пролетных строений, поскольку при стальной ортотроп-
ной плите доминируют неразрезные пролетные строения, а монтаж ча-
ще ведут навесной сборкой.
Для полной высоты главных балок при стальной ортотропной пли-
те справедливы данные рис. 25.1, однако вертикальная жесткость мо-
жет оказывать определяющее влияние на высоту. С другой стороны,
относительно более частое использование коробчатых поперечных сече-
ний, ч^м в сталежелезобетонных пролетных строениях, ведет к некото-
рому уменьшению высот главных балок, характерных для стальных ор-
тотропных пролетных строений.
Наиболее характерные поперечные сечения — с двумя одностенча-
тыми главными балками (рис. 26.1, а), с одной коробчатой главной бал-
кой (рис. 26.1,6, 6), с двумя коробчатыми главными балками (рис.
26.1, в). Многостенчатое коробчатое поперечное сечение по рис. 26.1, г
применяют реже. Нижние продольные связи применяют только при од-
ностенчатых главных балках. Применяют поперечные связи трех видов:
решетчатые, в виде сплошностенчатых диафрагм с вырезами, рамные.
Панель поперечных связей 6—16 м.
Стальная ортотропная плита может перекрывать значительно боль-
шие расстояния (до 15—20 м) между поддерживающими ее балками,
параллельными оси моста, и может иметь значительно большие консо-
ли (6—8 м), чем обычная железобетонная плита.
Основное преимущество сплошностенчатых пролетных строений со
стальной ортотропной проезжей частью перед сталежелезобетонными
состоит в эффективной совместной работе проезжей части с главными
балками в зонах положительных и отрицательных изгибающих момен-
383
Рис. 26.1. Характерные поперечные сечения пролетных строений со стальной проез-
жей частью
тов. Меньшая постоянная нагрузка определяет уменьшение расхода ста-
ли в главных балках по сравнению со сталежелезобетонными пролет-
ными строениями, однако больший расход стали на проезжую часть
приводит к росту расхода стали на пролетное строение в целом вплоть
до пролетов порядка 140 м. По сметной стоимости граница рациональ-
ного применения сталежелезобетонных и стальных ортотропных конст-
рукций находится в области несколько меньших пролетов.
Практически сплошностенчатые пролетные строения со стальной
ортотропной проезжей частью применяют преимущественно в автодо-
рожных и городских металлических мостах балочно-неразрезной и иног-
да рамной системы при больших пролетах (более 120—130 м), а также
в разводных пролетах. Отсутствие мокрых работ, связанных с устрой-
ством железобетонной плиты, и меньшая масса транспортируемых кон-
струкций и материалов определяют эффективность стальных ортотроп-
ных пролетных строений в северных и труднодоступных районах, где
пределы эффективности стальных ортотропных конструкций оказыва-
ются в области значительно меньших пролетов.
§ 2. КОНСТРУКЦИИ СТАЛЬНЫХ ОРТОТРОПНЫХ плит
Термин «ортотропная плита», ставший сейчас международным, яв-
ляется сокращенным обозначением понятия «ортогонально-анизотроп-
ная плита», т. е. плита, имеющая разные деформативные свойства в
двух взаимно перпендикулярных направлениях: вдоль продольных ре-
бер и вдоль поперечных балок.
Верхняя ортотропная плита, расположенная в уровне проезда, со-
стоит из листа настила, из приваренных к нему продольных ребер и из
поперечных балок, опирающихся на основные конструкции (обычно
стенки) главных балок. В постоянных мостах толщина листа настила
принимается не менее 12 мм, расстояния между продольными ребрами
300—400 мм, длина панели между поперечными балками 1,8—5 м
(обычно 3—4 м).
Ортотропные плиты бывают одноярусными и двухъярусными. В од-
ноярусной плите лист настила совмещен с верхними поясами продоль-
ных ребер и поперечных балок; таким образом, продольные ребра пе-
ресекают стенки поперечных балок (рис. 26.2, а). В двухъярусной пли-
те лист настила совмещен с верхними поясами только продольных ре-
бер, а поперечные балки имеют собственные верхние, пояса, на которые
ярусно опираются продольные ребра (рис. 26.2,6). Благодаря совмест-
ной работе листа настила с поперечными балками одноярусная плита
требует несколько меньше металла, чем двухъярусная, но конструктив-
ная форма двухъярусной плиты проще. С двухъярусных конструкций
началось развитие ортотропных плит, причём на первых его этапах счи-
384
Рис. 26.2. Конструк-
ции ортотропной пли-
ты проезжей части
Рис. 26.3. Сечения продольных ребер ортотропной плиты
а—е— типы
талось, что трудоемкость изготовления и монтажа двухъярусных плит
много меньше. Опыт не подтвердил этого, и в настоящее время доми-
нируют одноярусные конструкции ортотропных плит.
Для одноярусных конструкций наиболее характерны следующие се-
чения продольных ребер: плоское (полосовое, рис. 26.3, а), наиболее
простое конструктивно и удобное для стыкования (обычно на высоко-
прочных болтах), но невыгодное для работы на изгиб; замкнутые, хо-
лодногнутые (трапециевидные, а также U-образные или треугольные,
рис. 26.3,6) из тонкой стали (толщиной 6 мм), герметизированные за-
глушками по концам и не окрашиваемые внутри, эффективные для ра-
боты на изгиб и хорошо сопротивляющиеся кручению (что увеличива-
ет число ребер, вовлекаемых в работу под местной нагрузкой), прива-
риваемые односторонними швами и соответственно требующие вдвое
меньше швов, чем плоские ребра, но менее удобные для стыкования
и пересёчения с поперечными балками; стыкование осуществляется
обычно полуавтоматической сваркой на остающихся внутренних под-
кладках; для получения хорошего качества соединений и пересечений
необходима относительно высокая точность изготовления плит. Дли-
тельный опыт эксплуатации и специальные исследования показали, что
опасения недостаточной долговечности (коррозиестойкости и выносли-
вости) замкнутых ребер не подтвердились.
В одноярусных ортотропных плитах применяли также продольные
ребра из судостроительных Полособульбовых профилей (рис. 26.3, в).
Такие ребра были особенно сложны для соединения.
В двухъярусных ортотропных плитах применяли следующие сечения
продольных ребер: двутавровые (из прокатных профилей, применялись
в первых отечественных пролетных строениях с ортотропными плитами,
385
рис. 26.3, е), относительно металлоемкие в связи с наличием лишнего
иояса у настила; тавровые, из прокатных тавров, из половин прокат-
ных двутавров и сварные (рис. 26.3,5), достаточно эффективные; из
перавнополочных уголков (рис. 26.3, е), несимметричность которых за-
трудняла проектное положение ребер после их приварки к листу на-
стила.
Некоторые из перечисленных сечений продольных ребер применя-
лись и в одноярусных конструкциях ортотропных плит.
Поперечные балки применяют при одноярусной конструкции свар-
ного таврового сечения (недостающий пояс заменяет лист настила).
При двухъярусной плите поперечные балки могут быть сварными двуг
тавровыми либо решетчатой комбинированной конструкции, выпол-
няющей одновременно функции поперечных связей.
При одноярусной плите в стенках поперечных балок делают выре-
зы, через которые пропускают продольные ребра. В конструкции выре-
за следует помнить о снижении концентрации напряжений (рис. 26.2, в).
Полосовые продольные ребра обычно приваривают к стенке попереч-
ной балки только с одной стороны, что существенно упрощает изготов-
ление плит. По предложению УкрПСК можно еще больше упростить
конструкцию и вообще не приваривать полосовые (или полособульбо-
вые) продольные ребра к стенкам поперечных балок (рис. 26.2,г); тог-
да нагрузка передается с продольного ребра на поперечную балку
только работой листа настила на изгиб. Надежность такого узла про-
верена в лабораторных и в натурных условиях. Стыки продольных ре-
бер размещают в третях или четвертях панели (в зоне действия не-
больших изгибающих моментов в неразрезных продольных ребрах).
Особенность ортотропных плит состоит в большом числе сварных
швов, что определяет значительность сварочных деформаций и повы-
шенную трудоемкость изготовления ортотропных плит. Изготовление
чаще всего ведут в специальной оснастке, лист настила предварительно
выгибается для погашения сварочных деформаций, сварку ведут двух-
дуговыми автоматами.
Отправочные марки ортотропной плиты имеют, исходя из условий
транспортирования, ширину 2,4—3 м и длину 9—20 м. Наиболее ха-
рактерно продольное членение плиты на блоки, при котором длина
блоков ориентирована вдоль оси моста, что уменьшает число монтаж-
ных стыков продольных ребер и соответственно общий объем монтаж-
ных соединений. Поперечное членение, отличающееся отсутствием про-
межуточных монтажных стыков поперечных балок, оказывается иног-
да рациональным при навесной сборке и в некоторых других случаях.
Листы настила соединяют стыковыми монтажными сварными шва-
ми, выполненными обычно автоматической сваркой на медных съемных
подкладках (рис. 26.2,5). Возможно выполнение их также на удаляе-
мых или остающихся стальных подкладках. При невозможности обес-
печить на заводе достаточную точность кромок листов, листы изготов-
ляют с припуском и обрезают по месту автогеном на монтаже. К поя-
сам главных балок листы настила присоединяют обычно внахлестку с
наложением палубного и потолочного фланговых швов.
Возможны монтажные соединения листов настила на высокопрочных
болтах, что в общем желательно для конструкций северного исполне-
ния и реализуется соответствующими разработками Ленгипротрансмос-
та. Однако устройство таких соединений существенно увеличивает ме-
таллоемкость и трудоемкость плиты. Кроме того, выступающие головки
высокопрочных болтов затрудняют устройство высококачественного за-
щитно-ездового покрытия поверх листа настила.
386
Монтажные стыки попе-
речных балок и прикрепле-
ния балок и консолей к реб-
рам главных балок осуще-
ствляют почти всегда на
высокопрочных болтах. Про-
дольные ребра соединяют
либо на высокопрочных
болтах, либо монтажной
сваркой (ручной или полу- Рис. 26.4. Прогонная стальная проезжая часть с
автоматической). Ценой не- непересекающимся реберным набором
большого увеличения расхо-
да стали и концентраций напряжений (безопасного, однако, для кон-
струкций обычного исполнения) можно по предложению УкрПСК
(Проверенному на ряде объектов) значительно уменьшить трудоемкость
монтажа ортотропной плиты и число высокопрочных болтов, отказав-
шись от соединения продольных ребер в швах между блоками плиты
(рис. 26.2, е). Ребра обрываются у шва с устройством скосов, умень-
шающих концентрации напряжений. Для компенсации ослабления се-
чения плиты лист настила у шва утолщается вваркой при изготовлении
блоков соответствующих вставок по обе стороны шва.
Металлоемкость верхней ортотропной плиты колеблется в пределах
160—200 кг/м2, что составляет около половины расхода стали на все
пролетное строение.
Конструктивные особенности нижних ортотропных плит (практичес-
ки всегда одноярусных) состоят в больших расстояниях между про-
дольными и поперечными ребрами, являющихся здесь уже не балками,
а только ребрами жесткости. Поперечные ребра являются элементами
поперечных связей (входят в состав поперечных рам). Горизонтальный
лист соединяют с поясом главной балки внахлестку с наложением
фланговых сварных швов, стыковыми сварными швами, на высокопроч-
ных болтах.
В ЦНИИПроектстальконструкции предложена прогонная конструк-
ция верхней плиты с непересекающимся реберным набором, характери-
зующаяся уменьшенными металлоемкостью и особенно трудоемкостью
изготовления и монтажа (рис. 26.4). На поперечные связи между глав-
ными балками опираются прогоны, а на главные балки и прогоны —
щиты плиты, состоящие из листа настила и треугольного или попереч-
ного набора ребер. Главная особенность конструкции, определяющая ее
технологичность, состоит в том, что ребра не соединяются с главными
балками и прогонами. Местная нагрузка передается на главные балки
и прогоны работой на изгиб листа настила.
§ 3. РАСЧЕТЫ ОРТОТРОПНЫХ ПЛИТ
И ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
С ОРТОТРОПНЫМИ ПЛИТАМИ
В связи с большой сложностью действительной пространственной
работы ортотропной плиты проезжей части важны способы предвари-
тельного ориентировочного назначения поперечных сечений основных
ее элементов.
Толщина листа настила определяется чаще всего условием жестко-
сти, необходимой для обеспечения трещиностойкости асфальта и других
элементов мостового полотна при работе листа настила на изгиб и как
мембраны под местной нагрузкой (давлением колеса автомобиля) меж-
387
ду продольными ребрами. В постоянных мостах толщину листа (если
она не должна быть увеличена из условия работы плиты в качестве
пояса главных балок) принимают не менее 12 мм и определяют по эм-
пирической формуле
= (26.1)
Здесь а — расстояние между продольными ребрами (или местами примыкания к насти-
лу стенок двухстенчатых ребер; Е — модуль упругости стали; ?н — интенсивность дав-
ления колеса на лист с учетом распределения давления мостовым полотном.
Формула (26.1) применима при а<0,5 м.
Сечение продольного ребра, включающее лист настила шириной а
(или 2 а при двухстенчатых замкнутых ребрах), предварительно мож-
но подобрать по условной схеме разрезной балки с пролетом d, равным
длине панели между поперечными балками. Положительный изгибаю-
щий момент на одно продольное ребро
Л1пр = 0,35 (G9/8)(2d — s), (26.2)
отрицательный изгибающий момент над поперечной балкой 0,6 Мпр,
а расчетное сопротивление для фибр, в которых напряжения ом от
местного изгиба суммируют с напряжениями от работы в составе поя-
са главных балок, от 0,67 R в мостах небольших пролетов до 0,5 R в
мостах больших пролетов. Здесь Gq — нагрузка от колеса автомобиля с
учетом коэффициента перегрузки и динамического коэффициента при
h=d, a s — длина давления колеса на лист настила с учетом распреде-
ления давления мостовым полотном. Формула (26.2) наилучшим обра-
зом отвечает длине d, равной 3—3,5 м; при меньшем d величина ЛТПр
увеличивается в результате ухудшения распределения Gq между реб-
рами, а при большем d может сказываться одновременно уменьшаю-
щее влияние улучшения распределения Gq между ребрами и увеличи-
вающее влияние соседнего колеса.
Предварительный подбор сечения поперечной балки осуществляют
по приближенно определенному суммарному изгибающему моменту в
ней от постоянной и временной нагрузки. Временную нагрузку устанав-
ливают невыгодным образом в наибольшем пролете между стенками
главных балок над поперечной балкой и в двух примыкающих к ней
панелях. Линию влияния давления на поперечную балку принимают в
предположении разрезности продольных ребер. Динамический коэф-
фициент принимают по длине загружаемого пролета поперечной балки.
Поперечную балку считают условно разрезной, но к расчетному изги-
бающему моменту вводят коэффициент 0,8, приближенно учитываю-
щий защемление поперечной балки главными балками и соседними
пролетами поперечной балки, если они есть. При двух стенках главных
балок и достаточно длинных консолях положительный изгибающий
момент в поперечной балке от постоянной нагрузки лучше определять
по схеме свободно опертой двухконсольной балки.
Ширину листа настила, включающегося в сечение поперечной балки
при одноярусной конструкции ортотропной плиты, можно принимать
равной 1/6 пролета поперечной балки, но, естественно, не более длины
панели d. Расчетное сопротивление стали при предварительном под-
боре сечения поперечной балки используют полностью.
Сечения элементов нижней ортотропной плиты, если она есть в
конструкции пролетного строения, назначают из условия работы ее в
388
качестве основной части нижнего пояса главных балок с учетом требо-
ваний устойчивости и предельной гибкости в сжатых зонах.
Нормальные напряжения в поперечном сечении всего пролетного
строения с ортотропной плитой (или двумя ортотропными плитами) от
общего его изгиба на Длине перекрываемых пролетов моста определяют
по принятой плоской или пространственной расчетной модели пролет-
ного строения в целом, в предположении упругой работы стали и с ис-
пользованием линий влияния. Листы и продольные ребра ортотропных
плит полностью учитывают в составе поперечного сечения пролетного
строения.
Плоская расчетная модель отражает работу одной главной балки
(с относящимися к ней участками ортотропных плит), подчиняющейся
гипотезе плоских сечений. Если главная балка в действительности короб-
чатая двухстенчатая, то при плоской расчетной модели она условно де-
лится на две главные балки. Неравномерность работы пролетного стро-
ения по ширине при плоской расчетной модели учитывают коэффици-
ентом поперечной установки &п.у, отражающим неравномерность рас-
пределения временной вертикальной нагрузки между главными балками
и иногда работу пролетного строения на кручение (см. гл. 24, § 3), а
также редукционным коэффициентом vp, отражающим отступления от
гипотезы плоских сечений по ширине плиты [15]. Если пролетное стро-
ение с ортотропной пл1итой проезжей части на всей ширине между край-
ними стенками имеет нижнюю плиту или решетчатые нижние связи,
&п.у целесообразно определять методом жесткого контура с учетом со-
противления пролетного строения кручению. Для относительно широких
мостов расчетный kn.y можно считать равным среднему арифметическо-
му между kn,y, определенными методами жесткого контура и упругой
передачи (см. гл. 24, § 3).
Наибольшее продольное напряжение в ортотропной плите от рабо-
ты ее в качестве пояса главных балок при плоской расчетной модели
определяют по формуле
(26.3)
где Мр и Mq — полные изгибающие моменты от постоянной и временной нагрузок;
т — число главных балок; J — момент инерции сечения одной главной балки с учетом
относящихся к ней плит; z0 — вертикальное расстояние от места определения до
центра тяжести сечения главной балки.
Коэффициент vp можно приблизить к единице, если вблизи стенок
главных балок применять блоки ортотропной плиты с более толстым
листом настила, чем вблизи середин пролетов поперечных балок.
Использование пространственной расчетной модели исключает при-
менение kn.y. Если применяется стержневая пространственная расчет-
ная модель, в которой все элементы, включая ортотропные плиты,
подчиняются гипотезе плоских сечений, остается необходимость исполь-
зования коэффициентов vp, а в случае использования плитно-балочной
пространственной расчетной модели для получения сто не требуются ни
&п.у, ни vp.
Для пролетных строений с наклонными стенками главных балок
(см. рис. 26.1, д) применение пространственных расчетных моделей
практически неизбежно.
После того, как напряжения сто в ортотропной плите проезжей части
определены, может потребоваться уточнение толщины листа настила и
сечений продольных ребер плиты по всей длине или на отдельных участ-
ках пролетного строения, поскольку подбор сечений продольных ребер
389
из условия воспринятия изгибающих моментов от местной нагрузки
должен выполняться теперь по расчетным сопротивлениям —а0 для
тех фибр, в которых напряжения Оо и ам имеют одинаковый знак.
Окончательное уточнение сечений и проверку прочности ортотроп-
ной плиты проезжей части, сопровождающие составление рабочих чер-
тежей, выполняют при использовании уточненной расчетной модели ее
работы под местной нагрузкой. Программами для расчетов на ЭВМ, а
также таблицами и графиками в справочной литературе обеспечены
два способа расчета по таким уточненным расчетным моделям:, способ
«ортотропной плиты» и способ «ростверка».
Способ «ортотропной плиты» основан на «размазывании» жесткос-
тей продольных ребер и поперечных балок на длины соответственно
а и d и определении изгибающих моментов на единицы длины и ширины
в континуальной ортогонально-анизотропной пластинке. Этот спо-
соб дает приемлемые результаты для определения продольных дефор-
маций и напряжений в листе настила и продольных ребрах и неудов-
летворительные результаты для поперечных балок и поперечных нап-
ряжений в листе настила.
Способ «ростверка» основан на рассмотрении системы перекрестных
балок — продольных ребер и поперечных балок при отсутствии непре-
рывного листа настила. Участки листа настила только включаются в
состав сечений продольных ребер и поперечных балок. Пренебрежение
действительной передачей сдвигающих усилий через лист настила,
приводящей к значительному пространственному перераспределению
усилий, обусловливает получение малоудовлетворительных результатов
как для поперечных балок, так и для продольных ребер при расчете
ортотропной плиты способом «ростверка».
Практически рекомендуется уточненные продольные напряжения от
местной нагрузки определять способом «ортотропной плиты», руковод-
ствуясь [7] или используя программу «Плита» для ЭВМ ряда ЕС*.
Уточненные расчеты поперечных балок с присоединенными к ним (при
одноярусной конструкции) участками листа настила рекомендуется вы-
полнять как расчеты элементов поперечных рам пролетного строения
на действие временной (невыгодно расположенной) и постоянной вер-
тикальных нагрузок. Чтобы получить наибольший положительный из-
гибающий момент, рассматривается поперечная рама вне плоскости
поперечных связей, чтобы получить наибольший отрицательный изги-
бающий момент — поперечная рама в плоскости поперечных связей
(если поперечные связи не уменьшают пролет поперечной балки).
Характерные места проверок прочности (обеспечивающих от чрез-
мерного развития пластических деформаций) в ортотропной плите про-
езжей части показаны на рис. 26.5.
А — сечения, состоящие из продольного ребра и относящегося к не-
му участка листа настила, расположенные в середине панели и в сере-
дине между стенками главных балок вблизи сечений пролетного стро-
ения с расчетными изгибающими моментами общего изгиба. В зонах
отрицательных моментов общего изгиба наибольшие напряжения (рас-
тягивающие) и относительные деформации возникают в нижней фибре
продольного ребра (точка Ар), в зонах положительных моментов об-
щего изгиба наибольшими могут оказаться напряжения (сжимающие)
в листе настила ортотропной плиты (точка Ал).
Б — аналогичные сечения, расположенные вблизи стенки главных
балок. Здесь положительный момент местного изгиба в продольном
* Программа «Плита» для расчета ортотропных плит (ОИС ПСК, вып. 105). Авто-
ры В. С. Данков, 10. И. Зубкин; ЦНИИПроектстальконструкция, 1980.
390
г Ар 5р - н
Z—- J
tr *£
/ £?
_, — ,
-Л ! В .
Д-Л
T"| п Г | I I I I'Trri I I II Г I I I г
Ен Ан
Ъ
Рис. 26.5. Места проверки прочно-
сти в одноярусной ортотропной
ллите
ребре меньше, а осевое усилие в нем от работы в составе пояса главной
балки — больше в связи с наличием в знаменателе формулы (26.3) ре-
дукционного коэффициента vp<l.
В и Г — сечения, аналогичные сечениям соответственно А и Б, по
расположенные над поперечной балкой. В этих сечениях в зонах отри-
цательных моментов общего изгиба возникают наибольшие продольные
растягивающие напряжения в листе настила (точка Вл или Гл), а в
зонах положительных моментов общего изгиба — наибольшие сжимаю-
щие напряжения и относительные деформации и нижней фибре про-
дольного ребра (точка Вр или Гр).
Д и Е— сечения, состоящие из поперечной балки и участка листа
настила, относящегося к нему, расположенные соответственно в сере-
дине пролета поперечной балки и над стенкой главной балки. Наиболь-
шие растягивающие напряжения и относительные деформации в ниж-
нем поясе поперечной балки (точка Дн) и поперечные сжимающие
напряжения в листе настила (точка Дл) возникают в сечениях Д. В
сечениях Е над крайней стенкой главной балки при больших консолях
могут возникнуть значительные сжимающие напряжения и относи-
тельные деформапир в нижнем поясе поперечной балки (точка Ен)
и поперечные растягивающие напряжения в листе настила (точка Ел).
Прочность сечения продольного ребра или поперечной балки с от-
носящимся к нему участком листа настила проверяется как сечения
сжато-изогнутого, растянуто-изогнутого или изгибаемого (осевые уси-
лия в поперечной балке обычно незначительны) элемента несимметрич-
ного сечения с введением коэффициента сщ или с (см. гл. 25, § 2) к
моменту сопротивления.
Для сжатых участков плоских продольных ребер необходима провер-
ка местной устойчивости. Для листа настила необходима проверка
интенсивности напряжений или соответствующих относительных плас-
тических деформаций в тех точках, в которых могут возникать одно-
временно значительные продольные и поперечные напряжения противо-
положных знаков.
В связи с небольшой длиной панели d между поперечными балками
и малым расстоянием а между продольными ребрами общая устойчи-
вость ортотропной плиты проезжей части воспринимающей сжимающие
усилия, оказывается обычно обеспеченной. Однако устойчивость нижних
391
ортотропных плит, расположенных в зонах отрицательных моментов
общего изгиба, для которых и d и а могут быть больше, чем для плиты
проезжей части, требует внимательной проверки. Особого внимания
требуют монтажные состояния. Проверка общей устойчивости нижней
плиты при достаточно мощных поперечных горизонтальных ребрах
жесткости сводится к проверке устойчивости ее продольного ребра (с
относящимся к нему участком листа нижней плиты) как внецентренно-
сжатого стержня со свободной длиной, равной расстоянию между гори-
зонтальными ребрами жесткости. Сжимающее усилие прикладывается
к стержню в уровне срединной плоскости листа.
Выносливость ортотропных плит, обеспечивают обычно соблюдени-
ем конструктивных требований. Расчеты их выносливости должным
образом не разработаны из-за недостаточной изученности весьма
сложных действительных спектров и режимов временных вертикальных
нагрузок автодорожных и городских мостов. Поэтому и применяемые
расчеты выносливости конструкций автодорожных и городских мостов
имеют пока сугубо условный характер.
§ 4. КОНСТРУКЦИИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Первые неразрезные сплошностенчатые пролетные строения с орто-
тропной плитой появились в ФРГ в конце 40-х годов и получили быст-
рое распространение в странах Западной Европы на заключительном
этапе восстановления мостов, разрушенных в годы второй мировой
войны, поскольку при больших пролетах они давали очень большую
экономию стали по сравнению с довоенными конструкциями. В 50-х го-
дах их начали строить в Америке и Азии. В СССР применение этой
конструктивной формы началось в 60-х годах в разводных мостах, в
частности, в Ленинграде. После создания на Воронежском мостовом
заводе специальной технологической оснастки увеличились масштабы
строительства большепролетных мостов с ортотропными плитами.
Характерным представителем первого этапа развития пролетных
строений со стальной ортотропной плитой является мост через р. Са-
ву в Белграде [7, 19], сооруженный в 1959 г. и являющийся сейчас са-
мым большим в мире по длине пролета (261 м) балочным сплошностен-
чатым мостом (рис. 26.6). Трехпролетная схема моста приближается
по характеру работы к защемленной балке; боковые пролеты составля-
ют всего лишь 1/3,5 среднего пролета. На крайних опорах устроены
мощные анкеры. Особенностью является сильно переменная высота
балок: в середине пролета она составляет всего лишь 4,5 м (1/58 про-
лета), а на промежуточных опорах достигает 9,6 м. Поперечное сече-
ние моста двухбалочное, открытое снизу, с небольшими консолями.
Верхним поясом является только ортотропная плита (одноярусная, с
плоскими продольными ребрами, панель 3,107 м). Вдоль нижних поясов
расположены безраскосные продольные связи. Поперечные связи тоже
рамной конструкции. Конструкции стенки и нижних поясов — клепаные,
а ребра жесткости прикреплены сваркой. В пакете нижнего пояса до
10 листов размером 1200x20 мм. Ортотропная плита полностью свар-
ная, сварка применена также в продольных и поперечных связях. Стен-
ки главных балок очень тонкие, всего лишь 14 мм, т. е. 1/685 высоты
над промежуточной опорой. В пролетном строении применен набор трех
марок стали, однако наиболее прочная сталь имеет предел текучести
только 376 МПа. Расход стали 526 кг/м2.
Примером современного открытого снизу пролетного строения с ор-
тотропной плитой могут служить конструкции разводного моста через
392
a)
Цемун
J_1
Белград
_____261м________
Zf
Неву у Марьина, запроектиро-
ванные Ленгипротрансмостом в
1978 г. и осуществленные в
1980 г. Неподвижное неразрез-
ное пролетное строение характе-
ризуется постоянной высотой
стенки 3,55 м (толщина 14 мм) и
размером больших пролетов
123,6 м (рис., 26.7). При ширине
моста между перилами 24 м в по-
перечном сечении четыре сварные
балки, соединенные ортотропной
плитой сверху и попарно — полу-
Рис. 26.7. Неразрезное пролетное строение
моста через Неву у Марьина
раскосными продольными связями из сварных тавровых элементов —
снизу. Почти полное отсутствие связей между средними главными бал-
ками объясняется возведением пролетного строения в-две очереди, с
открытием движения после окончания монтажа половины пролетного
строения по ширине.
Нижние пояса главных балок имеют вблизи промежуточных опор
сварные двухлистовые пакеты 900x32+800X32 мм, усиленные третьим
нестыкуемым листом. Ортотропная плита изготовлена на оснастке Во-
ронежского мостозавода, листы настила имеют толщину 12 мм, рассто-
яние между продольными ребрами 340 мм, их сечение 180X14 мм, дли-
на панели 3,09 м. Конструкции прошли укрупнительную сборку на бе-
25—59
393
регу и введены в линию моста наплаву крупными блоками. Монтаж-
ные стыки стенок и нижних поясов главных балок между крупными
блоками — на высокопрочных болтах.
В пролете 61,8 м применена сталь 15ХСНД, в пролетах 123,6 м
сталь 10ХСНД, связи и домкратные балки из стали 16Д. Расход стали
309 кг/м2.
ЦНИИПроектстальконструкцией в 1979—1980 гг. запроектированы
неразрезные пролетные строения 42+63+42 м и 63+84 + 63 м со
стальной ортотропной проезжей частью при габарите Г = 10+2X1 м,
предназначенные для применения в труднодоступных районах (см. рис.
26.1, а). Высота стенок главных балок равна соответственно 2,48 и
3,16 м. Расход металла на основные конструкции пролетного строения
42+63+42 м составляет 293 кг/м2 при обычном исполнении и 299 кг/м2
при северном исполнении. Монтаж предусмотрен продольной надвиж-
кой с аванбеком и устройством временной опоры в середине проле-
та 63 м.
Применительно к пролетным строениям замкнутого коробчатого
сечения особый интерес представляют конструкции моста «Европа», со-
оруженного через ущелье р.Зилл, вблизи Бреннерского перевала (Ав-
стрия) на автостраде Мюнхен — Рим в 1963 г. [7, 19], Пролетное строе-
ние длиной 657 м имеет схему шестипролетной неразрезной коробча-
той балки постоянной высоты с главным пролетом 198 м (рис. 26. 8).
Этот пролет является наибольшим в мире из перекрытых сплошностен-
чатыми балками постоянной высоты. Высота коробчатой балки 7,7 м,
что составляет 1/25,7 длины главного пролета. Вертикальные стенки ко-
робки очень тонкие (12 и 15 мм на разных участках), что составляет от
1/642 до 1/514 высоты балки. В пролетном строении применена сталь
марок St 37, St 44 и специальная сталь «Альфорт», немного превосходя-
щая по прочности St 52. Средний расход стали по длине всего нераз-
резного пролетного строения 350 кг/м2.
Конструкции пролетного строения отгружались заводом-изготови-
телем плоскими отправочными марками высотой (шириной) до 4 м.
Укрупнительной сборкой вблизи мостового перехода создавались коро-
бчатые элементы длиной до 9 м и массой до 20 т для навесного монта-
жа. Монтаж осуществлялся с обоих берегов и был выполнен всего за
год.
Примером отечественного неразрезного пролетного строения с бал-
ками замкнутого коробчатого сечения могут служить конструкции мос-
та через р. Ангару в Иркутске; мост запроектирован Гипротрансмостом
в 1972—1976 гг. и сдан в эксплуатацию в 1979 г. (рис. 26.9). Пролетное
строение по схеме 105,7+146+105,7 м и шириной 25 м состоит из двух
сварных коробчатых балок высотой 3,6 м и шириной 3,04 м и стальной
ортотропной проезжей части.
Главные балки имеют стенки толщиной 14 мм, конструктивно-мини-
мальные верхние пояса сечением 400X16 мм, мощные нижние пояса
переменного сечения и нижние ортотропные плиты между нижними
поясами. Нижние пояса почти по всей длине однолистовые, только у
промежуточных опор — второй нестыкуемый лист. Наибольшее сечение
горизонтала нижнего пояса 800X40 мм. Через 9 м установлены попе-
речные связи. Длина блоков ортотропных плит 9 м (ширина до 2,7 м),
а длина большинства монтажных блоков главных балок 18 м.
Пролетное строение — северного исполнения, основная марка стали
10ХСНД. В пролетном строении применены комбинированные монтаж-
ные стыки главных балок на высокопрочных болтах и на автоматичес-
кой сварке. Расход стали на основные конструкции 3521 т, т. е. 364 кг/м2.
394
О,251,2
9,45
7,5%
TlWiTi ityti
0M40,8
ИйГ
0,37
0,44
5M
7,5% с
ti+wm >' ц1 i1 rm w
5M
Рис. 26.8. Мост
«Европа»
a — фасад; б — по-
перечный разрез про-
летного строения
Рис. 26.9. Пролетное строение моста через Ангару в Иркутске
Хорошо сопротивляющиеся кручению замкнутые коробчатые попе-
речные сечения с ортотропными плитами весьма выгодны для осущест-
вления криволинейных в плане балок. Такие балки применяют в кривых
мостах относительно больших пролетов, возводимых на криволинейных
участках скоростных автомобильных дорог и для имеющих меньшие
пролеты транспортных развязок и эстакад, возводимых в условиях го-
родской застройки.
Недавно в стесненных условиях построена по проекту УкрПСК кри-
волинейная эстакада длиной 352 м через шлюзы Днепрогэса в Запо-
рожье, расположенная на кривой радиусом 200 м [1]. Эстакада в виде
неразрезной рамной конструкции с пролетами 2X56+2X64+2x56 м
состоит из кривой в плане коробчатой балки и жестко соединенных с
нею промежуточных одностоечных металлических опор.
25*
395
Рис. 26.10. Поперечное сечение эста-
кады через шлюзы Днепрогэса
В поперечном сечении пролетного
строения имеется трапециевидная ко-
робчатая главная балка и стальная
ортотропная проезжая часть с тротуа-
рами и консолями длиной около 6 м
(рис. 26.10). Необходимый для вира-
жа односторонний поперечный уклон
создан благодаря разной высоте на-
клонных стенок балки. Криволиней-
ность пролетного строения в плане бы-
ла получена вписыванием в окруж-
ность по хордам прямоугольных мон-
тажных блоков длиной около 12 м, со-
стыкованных под углом. В стыках
монтажных блоков продольные ребра
не соединяли и сечение их компенси-
ровали утолщением листа настила (см.
рис. 26.2, е).
Конструкции эстакады цельносвар-
ные металлические. Их изготовляли на
заводе вблизи места строительства и
подавали на строительную площадку
негабаритными блоками.
Ортотропные плиты и коробчатые балки (ригели) часто использу-
ют в рамных пролетных строениях с подкосной схемой «бегущая лань»,
широко применяемой в мостах и виадуках через долины с крутыми скло-
нами, а также в путепроводах. В СССР построено по проектам УкрПСК
два таких моста: пешеходный мост через спуск им. Жанны Лябурб в
Одессе длиной 137 и и пролетом 85 м и автодорожный мост через
Рис. 6.11. Мост через р. Смотрич в Каменец-Подольске
396
р. Смотрич у Каменец-Подольска с длиной рамного пролетного строе-
ния 178,8 м и пролетом 148,94 м [1].
Рамное пролетное строение моста через р. Смотрич (рис. 26.11) со-
стоит из двух главных ферм в виде рам, имеющих ригели и подкосы ко-
робчатого сечения, и ортотропной плиты проезжей части. Ригели пере-
менной высоты — от 1,7 м по концам и в середине пролета до 3,3 м у
мест примыкания подкосов. Ширина ригелей (2 м) постоянна по всей
длине. Ортотропная плита имеет переменную толщину листа настила
(12—20 мм) и холодногнутые замкнутые трапециевидные ребра, рас-
ставленные с шагом 600 мм в осях. Длина панели между поперечными
балками 4 м.
Пролетное строение имеет следующие главные особенности:
конструкция является бистальной, большая часть элементов выпол-
нена из стали марки 14Г2 класса С 46/33, а нижние пояса ригелей — из
высокопрочной стали марки 14Х2ГМР класса С70/60;
конструкция является цельносварной (сварными выполнены не
только заводские, но и все монтажные соединения) и в то же время
пролетное строение собрано навесным способом (с обоих берегов, с
устройством временных опор под узлами примыкания подкосов); дли-
на монтажного блока 22,3 м, масса блока — 28 т, расход стали 320 кг/м2.
а)
397
Рис. 27.1. Типовые
цельноперевози-
мые пролетные
строения 18,2—
33,6 м Ленгипро-
трансмоста см.
стр. 197.
а — пролетное строе-
ние 33.6 м; фасад;
б — то же, I — по-
перечный разрез в
пролете; II — вид с
торца; в — схемы
планов и поперечни-
ков пролетных строе-
ний
ГЛАВА 27. СПЛОШНОСТЕНЧАТЫЕ
ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ С РАСЧЛЕНЕННЫМ
МОСТОВЫМ ПОЛОТНОМ
§ 1. ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
Виды железнодорожного расчлененного мостового полотна были
перечислены в гл. 23, § 3.
Относительно широкое применение имеют сплошностенчатые цель-
ноперевозимые и легко устанавливаемые консольными кранами про-
летные строения пролетами 18,2, 23, 27 и 33,6 м с ездой поверху на де-
ревянных поперечинах. Такие пролетные строения многие десятки лет
применяли клепаными, а в настоящее время изготовляют сварными из
низколегированной стали 15ХСНД (или 10ХСНД при северном испол-
нении Б) по типовым проектам Ленгипротрансмоста, разработанным в
1971 г. (рис. 27.1) [18].
В поперечном сечении пролетного строения две сварные балки с
одинаковыми верхним и нижним поясами, расставленные на 2 м и сое-
диненные верхними и нижними продольными (крестовой схемы) и по-
перечными связями. Некоторые данные об этих пролетных строениях
сведены в табл. 27.1. Пояса имеют постоянную ширину и переменную
по длине пролета толщину. Толщина стенки 12 мм. В пролетном строе-
нии 18,2 м стенка укреплена только вертикальными ребрами, а в ос-
тальных пролетных строениях — вертикальными и горизонтальными
ребрами жесткости. Фасонки продольных связей прикреплены к стен-
398
Рис. 27.2. Типовое болто-сварное
открытое с ездой понизу пролет-
ное строение 18,2 м
а — внутренний фасад главной балки;
б — поперечный разрез
Таблица 27.1. Параметры типовых стальных железнодорожных пролетных строений
с ездой поверху
Параметр Пролет, м
18,2 23 27 33,6
Высота стенки, м 1,38 1,98 1,98 2,48
Сечение пояса в середине про- лета, мм 490X40 420X40 380X25 490X40 490X25 590X40
Расход стали, т, на метр длины 1,07 1,16 1,52 1,87
кам уголковыми коротышами. Все приклепления связей — на высоко-
прочных болтах заводской постановки.
В нашей стране ведутся сейчас большие работы по замене на гру-
зонапряженных железнодорожных линиях деревянного мостового по-
лотна (на эксплуатируемых пролетных строениях пролетами до 33,6 м)
железобетонным безбалластным (см. рис. 23.2,6). Эти работы ведутся
в небольшие «окна» без существенных перерывов движения поездов.
Консольным краном снимают плеть деревянного полотна с рельсами и
заменяют железобетонным, укладывая его на деревянные прокладки,
заблаговременно разложенные по верхним поясам балок. Затем инъек-
тируют или затрамбовывают в зазор между железобетоном и сталью
через болтовые отверстия в плитах цементно-песчаный раствор и натя-
гивают высокопрочные шпильки на неполное усилие, создающее, одна-
399
ко, в прокладках обжатие, пре-
вышающее то, которое возникает
при проходе поездов. В таких
условиях раствор может наби-
рать прочность под движением
поездов. После приобретения
раствором проектной прочности
натягивают шпильки на полное
усилие.
В некоторых случаях, чаще
Таблица 27.2. Параметры открытых
пролетных строений
Параметр Пролет, м
23 33,6
Высота стенки, м 1,98 2,48
Строительная высота, м 0,8 0,82
Масса металла основных 57,16 98,26
конструкций, т То же, на 1 м длины 2,48 2,93
всего в путепроводах, железнодо-
рожные пролетные строения небольших пролетов должны иметь мини-
мальную строительную высоту. Эти пролетные-строения устраивают с
ездой понизу открытыми, т. е. без верхних связей нежесткими полура-
мами, обеспечивающими устойчивость сжатых поясов, включающими по-
перечные балки и стойки или ребра жесткости главных ферм. В 1971 г.
утверждены в качестве типовых разработанные Гипротрансмостом
такие сплошностенчатые открытые пролетные строения из стали 15ХСНД
пролетами 18,2 (рис. 27,2), 23; 27 и 33,6 м с мостовым полотном на
металлических поперечинах из двух швеллеров или железобетонным
безбалластным [18]. Применение деревянных поперечин на таких про-
летных строениях исключается, так как находящиеся по бокам мосто-
вого полотна сплошные стенки затрудняют замену отдельных попере-
чин, требующуюся по условиям эксплуатации деревянного мостового
полотна. Некоторые данные о пролетных строениях 23 и 33,6 м сведе-
ны в табл. 27.2.
§ 2. АВТОДОРОЖНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
В автодорожных мостах к расчлененным видам мостового полотна
относится прежде всего деревянное мостовое полотно. Кроме того, в
отдельных случаях применяются сборные железобетонные плиты, рас-
члененные швами и не включенные в работу балок, свободно уложен-
ный щитовой металлический настил, легкий сквозной металлический
настил.
В ЦНИИПроектстальконструкции разработаны металлические про-
летные строения для мостов пролетами 12—33 м на временных лесо-
возных дорогах. Такая дорога закрывается после окончания лесоразра-
боток на тяготеющей к ней территории, и пролетные строения перено-
сят на новую дорогу, обслуживающую следующую территорию лесораз-
работок. Наиболее широкое применение получили пролетные строения
24 м с габаритом проезда Г-8 и 33 м с габаритами проезда Г-4,5 и Г-8
(рис. 27.3); такие пролетные строения применяются также на времен-
ной притрассовой автодороге на строительстве БАМа.
В основе конструкций — сварные балки из стали 15ХСНД с высо-
той стенок 1,2 м для пролета 24 м и 1,8 м для пролета 33 м, соединен-
ные решетчатыми связями — продольными (нижними и верхними) и
поперечными. Расстояние между стенками 3,2 м, для габарита Г-4,5
в поперечном сечении моста применяются две балки, для габарита Г-8—
три балки. Конструкции могут изготовляться в обычном и северном
исполнении, отличающемся деталями конструкций и требованиями к
материалам. Монтажные соединения на обычных болтах нормальной
точности (из стали 09Г2С) диаметром 24 мм, в отверстиях диаметром
25 мм, с контргайками. По длине каждой балки два монтажных стыка,
наибольшая длина транспортируемого элемента 12 м. Транспортирова-
400
Рис. 27.3. Пролетное строение для временных лесовозных дорог и притрассовой доро-
ги БАМа
ние осуществляется отдельными балками, перед монтажом выполняет-
ся укрупнительная сборка. Монтируют пространственные блоки массой
до 16—20 т двумя стреловыми кранами или методом продольной над-
вижки. Деревянная проезжая часть состоит из поперечин в виде брусь-
ев 22X22 см на расстоянии 0,5 м в осях и продольного рабочего настила
толщиной 10 см и защитного толщиной 5 см.
СКБ Главмостостроя разработаны мостовые инвентарные конструк-
ции МИК-С и МИК-П для вспомогательных сооружений при возведе-
нии постоянных железобетонных и металлических мостов. Стоечные
конструкции МИК-С предназначены для устройства временных опор,
а пакетные конструкции МИК-П — для временных пролетных строений,
подкрановых эстакад, пирсов и т. д. МИК-П используется также для
пролетных строений временных автодорожных и железнодорожных мос-
тов с деревянной проезжей частью.
МИК-П имеется в двух вариантах: со сварными балками высотой
0,55 и 1,04 м и с прокатными балками высотой 1 м с параллельными
гранями полок. В отличие от пролетных строений для лесовозных до-
рог, МИК-П является инвентарным имуществом, позволяющим соби-
рать конструкции разных пролетов, ширин и грузоподъемностей, изме-
няя число балок в поперечном сечении моста и расстояния между ними.
Имущество состоит из двух или четырех марок балок двух различных
длин, большого числа марок распорок и диафрагм, выполняющих фун-
кции поперечных связей, и уголков продольных связей. Соединения —
на обычных болтах. Перекрываемые пролеты изменяются от 8 до 20 м
в сварном варианте и от 7 до 26 м в прокатном варианте.
В ЦНИИПроектстальконструкции разработаны так называемые
многоцелевые разборные металлические конструкции для автодорожных
мостов (рис. 27.4). Они ориентированы на использование большим чис-
лом министерств и ведомств народного хозяйства для скоростного возве-
401
дения временных мостов, эстакад и путепроводов в следующих усло-
виях: при прокладке пионерных путей во вновь осваиваемых районах;
на временных дорогах в зонах разработки различных месторождений и
лесозаготовок и на строительствах ГЭС; на притрассовых временных
автомобильных дорогах вдоль строящихся железных дорог, каналов и
других коммуникаций; для временного восстановления автодорожных
мостов по старой или новой оси; в районах стихийных бедствий; для
временных мостов на обходах при реконструкции, ремонте или усилении
постоянных мостов; при реконструкции дорог и транспортных узлов в го-
родах и промышленных комплексах; для сооружения временных путе-
проводов и эстакад в городах над зонами производства строительных и
ремонтных работ и т. д. Многоцелевые разборные металлические конст-
рукции позволяют собирать разрезные и неразрезные пролетные строе-
ния пролетами 6—33 м и более с шагом изменения длины 3 м при ши-
рине проезжей части 4,5; 7; 8; 10,5; 11,5 м и более с двумя тротуарами,
с одним тротуаром или вообще без тротуаров, с металлической, желе-
зобетонной или деревянной проезжей частью. Многоцелевые металличе-
ские конструкции ориентированы на крупносерийное производство спе-
циализированным заводом, что должно обеспечить сравнительно невы-
сокую их стоимость. В перспективе они могут быть унифицированы с
МИК-П и использоваться также для временных железнодорожных мос-
тов и вспомогательных сооружений при строительстве постоянных мостов.
Если для лесовозных пролетных строений повторное использова-
ние возможно только на мосту того же пролета и той же ширины, то
многоцелевые конструкции допускают повторное их использование в
мосту любого пролета и любой ширины.
В основе многоцелевых разборных металлических конструкций —
четыре марки элементов главных балок, прокатных высотой 1 м и свар-
Наибольшие пролеты м
про проезжей части:
42,0
8,0
6)
Г- 4 о
'7 3
1^6
17,6
17,6
20,6
6
28,6
32,6
6
•240*
32,8t
*32,8
МетоплидерёЗь
/Ъзр Тшраэр
38,6
32,6
50,6
8,0
г-10,5
^—4
3,5 - 3,5
|£ ^Г-7
. г'8
IM 7
Г-11,5
Рис. 27.4. Многоцелевые разборные пролетные строения ЦНИИПСК
а — примеры фасадов; б —- схемы поперечных сечений пролетных строений га о а ритом 4,5 м без
тротуаров с металлической проезжей частью; в — схемы металлической проезжей части различных
габаритов с двумя тротуарами; г — поперечное сечение пролетного строения длиной 33 м габари-
том 8 м и одним тротуаром, с металлической проезжей частью; О ~ железобетонная проезжая
часть; е — деревянная проезжая часть типа 1; ж ~ деревянная проезжая часть типа 2; 1 — балка
высотой 1 м; 2—балка высотой 1,8 м; 3~сквозная распорка длинная; 4—то же, короткая; 5—длин*
ная консоль; 6 — короткая консоль; 7 — щит настила; 8 — тротуарный щит
0,76
22*25*
8,а
402
ных высотой 1,8 м. Длина элементов может быть 6, 9 и 12 м. Расстоя-
ния между балками в поперечном сечении моста могут быть 3,5 или
1,75 м. Монтаж осуществляется стреловыми кранами или продольной
надвижкой.
Металлические конструкции запроектированы из условия наиболее
экономичного перекрытия пролетов 18 и 33 м. В связи с большей вы-
сотой балок многоцелевые конструкции при не самых малых пролетах
оказываются существенно более экономичными по расходу металла,
чем МИК-П. Балки могут, в случае необходимости, сплачиваться болта-
ми в два яруса. Это позволяет перекрывать с некоторым перерасходом
металла отдельные пролеты: большие 33 мм (до 45—48 м) в разрез-
ной схеме, а также в случаях отсутствия элементов балок высотой 1,8 м
перекрывать пролеты до 30—33 м (и более в неразрезной схеме) эле-
ментами высотой 1 м, сплоченными в два яруса, что значительно увели-
чивает гибкость многократного использования многоцелевых разбор-
ных металлических конструкций.
ГЛАВА 28. СКВОЗНЫЕ И КОМБИНИРОВАННЫЕ
БАЛОЧНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
§ 1. ПРИНЦИПЫ РАБОТЫ, КОМПОНОВКА
И КОНСТРУКЦИИ ЭЛЕМЕНТОВ
Сквозными принято называть все пролетные строения, имеющие су-
щественные просветы внутри контура главных ферм. Понятие комбини-
рованной конструкции имеет много различных толкований, и общепри-
нятого определения не существует. С нашей точки зрения комбиниро-
ванными следует называть пролетные строения, имеющие главные
фермы в виде изгибаемых элементов со сквозным усилением арками,
подпругами, кабелями, решетчатыми фермами, вантовыми системами,
шпренгелями, затяжками и т. д. Изгибаемыми элементами могут быть
балки жесткости, жесткие пояса, расположенные в уровне проезда
и воспринимающие внеузловую временную нагрузку, жесткие арки
и т. д. Почти каждое комбинированное пролетное строение является
одновременно сквозным (по всей длине или только на отдельных участ-
ках), но далеко не каждое сквозное пролетное строение является одно-
временно комбинированным.
Сквозные и преимущественно сквозные комбинированные пролетные
строения по характеру работы можно разбить на следующие основные
группы:
1. Простые решетчатые (рис. 28.1,а)—сохраняющие неизменяе-
мость при устройстве шарниров во всех узлах главных ферм и отличаю-
щиеся узловой передачей временных нагрузок на главные фермы;
2. Решетчатые комбинированные (рис. 28.1,6) —тоже сохраняющие
неизменяемость при устройстве шарниров во всех узлах главных ферм,
но имеющие неразрезной жесткий пояс в уровне проезда, воспринимаю-
щий внеузловую временную нагрузку на главные фермы;
3. Простые комбинированные (рис. 28.1, в)—имеющие изгибаемые
элементы в виде балок жесткости либо жестких арок, сквозное усиле-
ние арками, подпругами, кабелями, шпренгелями, затяжками или над-
арочным строением и не имеющие решетки между изгибаемыми эле-
ментами и элементами усиления;
4. Вантово-балочные комбинированные (см. гл. 30, § 3) — имеющие
балки жесткости и сквозное усиление вантами. Многие другие группы
403
сквозных пролетных строений (рамные, распорные вантовые, гибкие
висячие и т. д.) считать основными группами в настоящее время не
следует.
В этой главе рассматриваются только пролетные строения балочной
системы первых трех групп конструкций.
В простых решетчатых пролетных строениях все элементы главных
ферм работают преимущественно на осевые усилия (растяжение или
сжатие); изгибающие моменты в элементах главных ферм невелики
и возникают только от вторичных факторов (собственный вес элемен-
тов, конструктивные эксцентриситеты, жесткость узлов и т. д.). На мест-
ный изгиб от временной вертикальной нагрузки работает только проез-
жая часть. Преимущественное применение простые решетчатые пролет-
ные строения балочной системы имеют при езде понизу.
Простые решетчатые пролетные строения с ездой понизу применяют
разрезными и неразрезными, в СССР в настоящее время — только с па-
раллельными поясами, что облегчает заводское изготовление и навесной
монтаж, хотя и вызывает некоторый перерасход стали. Решетка совре-
менных пролетных строений — треугольная с дополнительными стойка-
ми и подвесками при одинаковом угле наклона всех раскосов к поясам.
При пролетах более 140 м применяют дополнительные шпренгели. Со-
временные конструкции очень удобны для типизации и унификации.
Характерные отношения высоты главных ферм к пролету в желез-
нодорожных мостах составляют 7s—7?—7э', в автодорожных мостах —
У?—Ую—Via- Здесь первые пределы относятся к разрезным пролетным
строениям, а вторые — к неразрезным. Высота главных ферм определя-
ется условиями экономии стали и унификации, в железнодорожных мо-
стах — иногда условиями жесткости, в закрытых (имеющих верхние
продольные связи) мостах небольших пролетов — высотой габарита
проезда. Характерные углы наклона раскосов к поясам 45—60°.
В решетчатых комбинированных пролетных строениях неразрезные
жесткие пояса, расположенные в уровне проезда, интенсивно работают
на осевые усилия и на изгиб от внеузловых вертикальных нагрузок, от
прогибов главных ферм, от эксцентричного примыкания раскосов. Та-
кой жесткий пояс является совмещением в одном элементе обычного
пояса фермы и продольной балки проезжей части.
Решетчатые комбинированные пролетные строения выгоднее по рас-
ходу стали, чем простые решетчатые, при езде поверху — для любых
пролетов (поскольку позволяют полностью или частично исключить из
пролетного строения балочную клетку проезжей части), а при езде по-
низу — для довольно широкого диапазона больших пролетов (в которых
оптимальная панель главных ферм оказывается значительно больше
оптимальной панели проезжей части, но устройство шпренгельной ре-
шетки нецелесообразно и предпочтительно устройство жесткого пояса).
Для езды поверху решетчатые комбинированные пролетные строения
имеют хотя и не широкое, но существенно большее распространение,
Рис. 28.1. Схемы сквозных и комбинированных пролетных строений
а — простые решетчатые; б — решетчатые комбинированные; в — простые комбинированные
404
чем простые решетчатые пролетные строения, а для езды понизу —
меньшее распространение. Это объясняется усложнением изготовления
и унификации при неодинаковом устройстве верхних и нижних поясов
и некоторыми трудностями осуществления примыканий решетки к жест-
кому поясу.
Решетчатые комбинированные пролетные строения применяют с па-
раллельными поясами (при примерно таких же основных геометриче-
ских параметрах, что и в простых решетчатых пролетных строениях)
и многих других очертаний, в частности сегментного очертания для
балочно-разрезных пролетных строений с ездой понизу. Высота жестко-
го пояса составляет обычно Ve—V12 длины панели главных ферм.
Зависимость мощности жесткого пояса от длины панели главных
ферм свидетельствует, что основной его функцией является обычно
работа на местный изгиб. На работе противоположного пояса наличие
жесткого пояса почти не отражается. Работа решетки в решетчатой
комбинированной конструкции заметно облегчается по сравнению с про-
стой решетчатой конструкцией в связи с воспринятием жестким поясом
местной нагрузки и части поперечной силы, что является одной из при-
чин экономичности решетчатых комбинированных ферм.
В целом работа решетчатых комбинированных ферм близка к рабо-
те простых решетчатых ферм, практически одинаковы и показатели
вертикальной жесткости. Линии прогибов решетчатых комбинирован-
ных ферм имеют такой же характер, как и линии прогибов аналогичных
простых решетчатых ферм, но отличаются более плавным очертанием.
Однако работа простых комбинированных пролетных строений ко-
ренным образом отличается от работы решетчатых комбинированных
и простых решетчатых конструкций. Балка жесткости простой комбини-
рованной фермы, внешне сходная с жестким поясом решетчатой комби-
нированной фермы, имеет другие функции, поскольку жесткость ее не-
обходима для неизменяемости фермы, не имеющей решетки. Соответ-
ственно в балке жесткости простой комбинированной фермы возникают
во много раз большие изгибающие моменты, чем в жестком поясе ре-
шетчатой комбинированной фермы тех же размеров и очертаний. Высо-
та балки жесткости зависит уже не от длины панели фермы (расстоя-
ния между стойками или подвесками), не имеющей здесь большого
значения, а от пролета и составляет V40—7ео его длины.
При загружении одной из половин пролета простой комбинирован-
ной фермы или при установке временной нагрузки вблизи четверти
пролета линия прогибов и эпюра изгибающих моментов в балке жест-
кости получаются на длине этого пролета двухзначными — балка
жесткости на части его длины выгибается вверх, происходит S-образ-
ный изгиб (рис. 28.2). Соответственно вертикальная жесткость простого
комбинированного пролетного строения существенно меньше, чем про-
стого решетчатого или решетчатого комбинированного, а по расходу
стали простое комбинированное пролетное строение из-за тяжелой бал-
ки жесткости менее экономично, чем простое решетчатое или решетча-
тое комбинированное пролетное строение.
Простые комбинированные пролетные строения балочной системы
применяют с ездой понизу, поверху и посередине с главными фермами
переменной высоты (в виде балок, усиленных гибкими арками, подпру-
гами или кабелем, а также в виде жестких арок с затяжками). Приме-
нение этих конструкций ограниченное. Но простые комбинированные
конструкции часто предпочтительны по сравнению с более выгодными
балочными решетчатыми пролетными строениями тех же очертаний
в связи с лучщими эстетическими качествами. Отсутствие решетки при-
405
Рис. 28.2. S-образный изгиб простого
комбинированного пролетного строения
дает внешнему виду простого
комбинированного пролетного
строения легкость и выразитель-
ность. Кроме того, простые ком-
бинированные конструкции не-
сколько проще при изготовлении.
Компоновка поперечного се-
чения комбинированного пролет-
ного строения с ездой поверху
мало отличается от компоновки
поперечника сплошностенчатого
пролетного строения (см. гл. 3,
§ 1 и гл. 4, § 1).
При езде понизу сквозные и
комбинированные пролетные
строения имеют обычно две глав-
ные фермы. В последние годы
Рис. 28.3. Схемы проезжей части пролет-
ных строений с ездой понизу (или посе-
редине)
применяются автодорожные про-
летные строения с ездой понизу с
устройством одной или трех глав-
ных ферм (с размещением фер-
мы на разделительной полосе).
При устройстве только одной главной фермы вся проезжая часть ока-
зывается на консолях; при этом на всю ширину проезжей части уст-
раивают пространственную коробчатую балку жесткости, хорошо соп-
а — простые решетчатые; б — комбинирован-
ные
/ — главная ферма; 2 — ее узел; 3 — попереч-
ная балка; 4 — продольная балка; 4 — плита
ротивляющуюся кручению.
Железобетонная или стальная ортотропная плита проезжей части
в комбинированных пролетных строениях может заменять одну из плос-
костей продольных связей также, как в сплошностенчатых конструк-
циях. При езде понизу устройству обычных поперечных связей между
главными фермами мешает габарит проезда. Поэтому устраивают по-
перечные рамы (в частности, портальные рамы), слагающиеся из по-
перечной балки проезжей частей, вертикальных или наклонных элемен-
тов главных ферм и верхнего жесткого ригеля (в закрытых мостах),
чаще всего сквозного.
Проезжая часть в комбинированных пролетных строениях с ездой
поверху не отличается от проезжей части сплошностенчатых пролетных
строений, поскольку плиту проезжей части или поперечины мостового
полотна можно непосредственно опереть на главные фермы.
Для простых решетчатых пролетных строений с ездой понизу, по-
верху или посередине необходимо устройство балочной клетки, состоя-
щей из поперечных балок (панель между поперечными балками равна
панели главных ферм) и опирающихся на них продольных балок, на
которые, в свою очередь, опирается мостовое полотно или плита проез-
жей части. Оптимальная панель такой проезжей части не превышает
4—5 м (рис. 28.3, а). При панели, достигающей Ими более, неизбежен
значительный перерасход стали на продольные балки.
406
В решетчатых комбинированных
и простых комбинированных пролет-
ных строениях с ездой понизу или
посередине между поперечными бал-
ками проезжей части всегда можно
назначить оптимальное расстояние,
выгодно перекрываемое непосредст-
венно железобетонной или стальной
ортотропной плитой. Проезжая
часть при этом значительно проще
и экономичнее (рис. 28.3, б).
Железобетонную или стальную
ортотропную плиту проезжей части
в комбинированных пролетных стро-
ениях следует включать в совмест-
ную работу с главными фермами
так же, как в сплошностенчатых
пролетных строениях. Однако эф-
фект совместной работы получает-
ся здесь несколько меньшим (осо-
бенно при железобетонной плите)
в связи с большей переменностью и
знакопеременностью усилий в плите.
Сквозные и комбинированные
пролетные строения состоят из ли-
нейных, плоскостных и иногда про-
странственных элементов, соединя-
Рис. 28.4. Основные типы поперечных се-
чений элементов сквозных и комбиниро-
ванных пролетных строений
а — линейные элементы современных болто-
сварных главных ферм; б — то же, клепаных
главных ферм; в — элементы проезжей части,
жестких поясов и балок жесткости; г — то
же, связей
емых в узлах.
К линейным относятся все элементы простых решетчатых главных
ферм и большинство элементов комбинированных главных ферм, а так-
же элементы связей. К плоскостным элементам обычно относятся балки
и плиты проезжей части, жесткие пояса решетчатых комбинированных
ферм, балки жесткости и жесткие арки простых комбинированных
ферм, разного рода диафрагмы и т. д. Примером пространственного
элемента может быть коробчатая балка жесткости.
Сквозные и комбинированные главные фермы пролетных строений
мостов в подавляющем большинстве случаев конструируются как тяже-
лые фермы, имеющие двухветвевые линейные элементы р относительно
тяжелыми вертикалами и более легкими горизонталами и другими сое-
динительными элементами. Наиболее употребительные типы сечений
линейных элементов главных ферм — коробчатые и Н-образные
(рис. 28.4,а). Коробчатые элементы обладают большой жесткостью
против продольного изгиба в обеих плоскостях (т. е. весьма экономичны
в сжатых элементах) и хорошими эксплуатационными показателями.
Н-образные элементы отличаются высокой технологичностью изготов-
ления.
Плоскостные балочные элементы (балки проезжей части, балки
жесткости, жесткие пояса) — одностенчатые, характеризуются относи-
тельно мощными горизонталами и более тонкими вертикалами
(рис. 28.4, в).
Узлы простых решетчатых ферм отличаются простотой, так как сое-
диняются сходные элементы. Сложнее специфические узлы комбиниро-
ванных ферм, в которых двухветвевые элементы соединяются с одно-
стенчатыми, причем при различных принципах распределения материа-
ла в сечениях.
407
Сечения линейных элементов связей (рис. 28.4, г) очень разнообраз-
ны. Наибольшее распространение имеют уголковые, тавровые, двутав-
ровые, двухшвеллерные, крестовые, трубчатые сечения, крепящиеся по
концам одной плоскостью (к фасонкам, ребрам и т. д.). В связи с огра-
ниченной предельной гибкостью выбор более или менее жесткого типа
сечения определяется в значительной степени свободной длиной эле-
мента.
§ 2. РАСЧЕТЫ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
И ИХ ЭЛЕМЕНТОВ
Основу расчетов сквозного или комбинированного пролетного строе-
ния составляют расчеты его главных ферм. На втором этапе расчетов
(см. гл. 24, § 3) рассматривают плоские расчетные модели главных
ферм, причем полагают шарнирными все узлы в расчетной модели
простой решетчатой фермы и все узлы, кроме создающих неразрезность
жесткому поясу или балке жесткости,— в расчетной модели комбиниро-
ванной фермы. Осевые усилия в элементах главных ферм, а также
изгибающие (или ядровые) моменты и поперечные силы в жестком
поясе или балке жесткости комбинированной фермы определяют по ли-
ниям влияния, причем ординаты линий влияния вычисляют в современ-
ных условиях почти всегда на ЭВМ. В недавнем прошлом одной из
наиболее трудоемких частей расчета являлось решение статически не-
определимой задачи для неразрезных и комбинированных ферм, осо-
бенно для многократно статически неопределимых решетчатых комби-
нированных ферм. В современных условиях никаких затруднений эта
часть расчета не составляет.
На третьем этапе расчетов учитывают совместную работу частей
пролетного строения и вторичные силовые факторы в элементах глав-
ных ферм, часто применяют пространственную расчетную модель.
Свободные длины /0 элементов сквозных главных ферм принимают
равными геометрическим длинам 1Г, между центрами узлов главных
ферм (в плоскости фермы) или связей (из плоскости фермы), за исклю-
чением находящихся внутри контура фермы элементов решетки, для
которых свободная длина в плоскости фермы принимается 0,8Zr. Коэф-
фициент 0,8 учитывает в данном случае защемление элементов решетки
более мощными элементами поясов фермы.
Гибкость "k-ldr, r—VJ/F, должна всегда определяться с учетом
всех частей поперечного сечения, в том числе и тех частей, которые
уменьшают радиус инерции г. Для перфорированных листов при под-
счете J и F принимается эквивалентная толщина
» о Fji ^пф
°экв — о Z >
Рл
где Гл — площадь листа (в плане) до перфорирования, а ГПф — площадь перфораций.
Приведенная гибкость элемента, составленного из двух ветвей, со-
единенных одним, двумя или большим числом перфорированных листов
(либо планками), определяется формулой
4>=V*2 + xb (28.1)
где Хв — гибкость ветви, соответствующая свободной длине, равной 80% длины отвер-
стий в перфорированном листе, либо расстоянию в свету между приваренными план-
ками.
Сжатые элементы главных ферм, даже если они рассчитываются на
центральное сжатие, в действительности никогда не бывают идеально
408
центрально-сжатыми, ибо имеют случайные эксцентриситеты и перед
потерей устойчивости (продольным изгибом), происходящей обычно в
упругопластической стадии работы, в так называемых центрально-сжа-
тых стержнях возникают существенные изгибающие моменты, попереч-
ные силы и усилия отпора.-Специальные элементы пролетного строения,
служащие для уменьшения свободной длины сжатого элемента (стойки,
распорки, стяжки, связи), рассчитывают на условное усилие отпора,
равное 3% усилия в раскрепляемом сжатом элементе. В открытых мо-
стах к стойке каждой полурамы, обеспечивающей устойчивость сжатого
пояса, прикладывается условное горизонтальное усилие отпора, равное
1% усилия в сжатом поясе.
Составные сжатые стержни стальных мостовых конструкций рассчи-
тывают на условную поперечную силу
Qyл = /ф» (28.2)
действующую в плоскости перфорированных листов (либо планок).
В формуле (28.2), существенно отличающейся от аналогичной формулы для сталь-
ных конструкций других назначений, N — сжимающие усилия в стержне; ф — коэффи-
циент его продольного изгиба в плоскости перфорированных листов; а = 0,024—0.00007Л,
но не более 0,015 для стали класса С 38/23, 0,017 для стали класса С 46/35; 0,018 для
стали класса С 52/40.
Расчет ведется в предположении постоянного значения QyCn по всей
длине элемента.
В сжато-изогнутых составных стержнях к QyCn прибавляют попереч-
ную силу, определенную непосредственно от учитываемых нагрузок в
принятой расчетной модели.
Для расчета балочной клетки проезжей части простых решетчатых
пролетных строений характерны следующие особенности.
Продольные балки рассчитывают с учетом их неразрезности и упру-
гой податливости мест опирания на поперечные балки. Расчет их на
выносливость выполняется обязательно с использованием соответствую-
щих линий влияния. Однако учитывая, что влияния неразрезности ба-
лок и податливости их опор противоположны и поэтому примерно ней-
трализуются, изгибающие моменты в средней части панели, поперечные
силы и опорные реакции допускается определять, принимая продольные
балки разрезными. При этом отрицательный изгибающий момент в пе-
ресечении продольной балки с поперечной балкой принимается равным
0,6/Ир, где /Ир — момент в середине пролета разрезной продольной
балки.
Поперечные балки работают как элементы поперечных рам пролет-
ного строения, однако входящие в поперечные рамы элементы главных
ферм мало защемляют поперечные балки. Соответственно изгибающие
моменты в средней части поперечной балки, поперечные силы и опорные
реакции в вертикальной плоскости допускается определять как для сво-
бодно опертой балки с пролетом, равным расстоянию между осями
ферм. В околоопорных сечениях поперечной балки во всех пролетных
строениях должны учитываться отрицательные изгибающие моменты
как в элементе поперечной рамы.
В пространственной расчетной модели третьего этапа расчетов про-
стого решетчатого пролетного строения с ездой понизу узлы главных
ферм целесообразно полагать жесткими в уровне нижнего пояса и шар-
нирными в уровне верхнего пояса. Все узлы примыканий элементов
связей (и горизонтальных диафрагм для включения продольных балок
в работу) следует считать шарнирными. В вертикальной плоскости
продольные балки полагают неразрезными, а поперечные — жестко при-
26—59
409
Рис. 28.5. Плоская горизонтальная расчетная модель конструкции проезда
крепленными к главным фермам. В горизонтальной плоскости примы-
кания продольных балок к поперечным — шарнирные, примыкания поя-
сов поперечных балок к главным фермам для верхних поясов так же
шарнирные, а для нижних поясов — жесткие.
Для пролетных строений без специальных мер для включения проез-
жей части в совместную работу с главными фермами (в том числе с
продольно-подвижными опираниями продольных балок) можно не
пользоваться пространственной расчетной моделью, а для учета неиз-
бежно существующей совместной работы продольных балок с поясами
ферм использовать специальную плоскую горизонтальную расчетную
модель (рис. 28.5), в которой узлы поперечных балок и двухстенчатых
поясов главных ферм — жесткие, а примыкания продольных балок к
поперечным — шарнирные.
При проверке прочности поперечных балок с учетом действующих
в них изгибающих моментов Ж, возникающих в горизонтальной плос-
кости от вовлечения продольных балок в совместную работу с поясами
ферм, к величинам Ж вводится коэффициент условий работы 0,8, что
объясняется частичной релаксацией Ж при развитии пластических де-
формаций в поперечных балках.
Разгрузку поясов главных ферм продольными балками допускается
учитывать только в конструкциях со специальными мерами для вклю-
чения проезжей части в совместную работу с главными фермами и толь-
ко применительно к усилиям от временной нагрузки.
Узел пересечения продольной балки с поперечной (см. рис. 28.8)
передает действующие в продольной балке отрицательный изгибающий
момент и осевое усилие (обычно растягивающее) от совместной работы
с поясами ферм, а также поперечные силы в продольных балках, урав-
новешенные реакцией поперечной балки. Поперечные силы полностью
передаются вертикальными уголками фланцевого фрикционного при-
крепления стенок панелей продольной балки к поперечной балке. Изги-
бающий момент и растягивающее усилие распределяются между рыб-
ками (большая часть) и фланцевым прикреплением (меньшая часть)
с учетом их различных жесткостей. Фланцевое прикрепление работает,
таким образом, частично на действие внешних отрывающих сил, умень-
шающих силы трения. В конструкциях без специальных мер для вклю-
чения проезжей части в совместную работу с главными фермами допу-
скается изгибающий момент и осевое усилие полностью передавать на
рыбки, а фланцевые прикрепления рассчитывать только на передачу
поперечных сил.
§ 3. КОНСТРУКЦИИ ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫХ
ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИИ
Разрезные решетчатые железнодорожные пролетные строения исто-
рически были первыми типизированными металлическими конструкция-
ми в России и во всем мире. Большое распространение на наших же-
410
4
10*5500-55000
Рис. 28.6. Схемы стандартных пролетных строений Проектстальконструкции
а — первая серия; б — вторая серия
лезных дорогах получили типовые пролетные строения с ездой понизу
проф. Н. А. Белелюбского (1884 г.), типовые пролетные строения с ез-
дой понизуи поверху Гипротранса (1934 г.).
В 1944 г. в Проектстальконструкции под руководством Г. Д. Попо-
ва были разработаны стандартные пролетные строения для езды пони-
зу и поверху с Н-образными сечениями элементов главных ферм, парал-
лельными поясами и длиной панели проезжей части 5,5 м (рис. 28.6).
Впервые в практике мирового мостостроения был принят единый про-
дольный модуль (11 м) и полностью'унифицированы схемы, элементы
и детали конструкций для различных пролетов типовых пролетных
строений. Весь диапазон пролетов разбит на две серии. В I серии для
пролетов 33—66 м используется треугольная решетка с дополнительны-
ми стойками и подвесками при высоте главных ферм 8,5 м. Во II серии
для пролетов 77—ПО м используется двухрешетчатая с дополнитель-
ными полустойками и полуподвесками схема решетки при высоте глав-
ных ферм 14 м.
Унификация длин элементов, углов пересечений их осей и всех ри-
сунков размещения заклепок позволили применить для сверления от-
верстий ограниченное число объемных кондукторов, обеспечивающих
весьма высокую точность размещения отверстий (как взаимного их рас-
положения в каждом узле, так и расстояний между центрами узлов)
и отказ от заводской выкладки ферм с рассверловкой по месту. Это,
а также принятие полностью выклепываемых на скобе простейших
Н-образных сечений (см. рис. 28.4, б) значительно снизило трудоемкость
заводского изготовления конструкций, т. е. ответило главному требова-
нию к пролетным строениям для массового восстановления в кратчай-
шие сроки мостов, разрушенных в ходе Великой Отечественной войны.
Большинство мостов на железнодорожной сети СССР восстановлено
26* 411
с применением стандартных пролетных строений Проектсталькон-
струкции.
Недостатки этих пролетных строений состояли в засоряемости Н-об-
разных сечений и в увеличенном на 3—7% расходе стали. Устранить
эти недостатки ценой некоторого увеличения трудоемкости изготовле-
ния были призваны унифицированные клепаные пролетные строения
Трансмостпроекта, разработанные в 1955 г. для мостов с ездой понизу,
возводимых при строительстве новых железнодорожных линий и вто-
рых путей. В этих типовых конструкциях диапазон пролетов 33—НО м
разделен не на две, а на три серии; для всех серий принята треугольная
решетка с дополнительными стойками и подвесками; в I серии оставле-
ны Н-образные сечения всех элементов ферм, а во II и III сериях пояса,
сжатые раскосы и сжато-вытянутые раскосы предусмотрены коробчато-
го сечения, а растянутые раскосы, стойки и подвески — Н-образного
сечения.
В 1946 г. Проектстальконструкция и в 1956 г. Трансмостпроект раз-
работали типовые проекты клепано-сварных пролетных строений (с за-
водскими сварными и клепаными монтажными соединениями), анало-
гичных по схемам и сечениям описанным выше клепаным типовым про-
летным строениям. Клепано-сварные конструкции с Н-образными сече-
ниями быстро получили широкое распространение, а изготовление свар-
ных коробчатых сечений потребовало многих лет исследовательских
и опытных работ и создания относительно сложной механизированной
оснастки на мостовых заводах.
В конце 40-х и в 50-х гг. в СССР было обращено большое внима-
ние на создание цельносварных пролетных строений с ездой понизу
[6; 18]. Были запроектированы и в большей части построены простое
комбинированное (схемы Лангера с ростверковой балкой жесткости),
решетчатые комбинированные (с параллельными поясами и простой
треугольной решеткой) и простые решетчатые (аналогичной схемы с
одностенчатыми и двухстенчатыми элементами ферм) пролетные строе-
ния пролетбм 66 м. Цельносварные сквозные пролетные строения не
получили распространения в связи со сложностью монтажа и монтаж-
ной сварки.
Сейчас действуют разработанные в 1968 г. и откорректированные
в 1975 г. типовые проекты Гипротрансмоста болтосварных (заводские
соединения — сварные, монтажные — на высокопрочных болтах) балоч-
но-разрезных пролетных строений с ездой понизу пролетами 33—НО м.
На эти пролетные строения в СССР приходится больший тоннаж изго-
товляемых мостовых металлических конструкций, чем на пролетные
строения какого-либо другого вида.
Главные фермы имеют те же схемы с разделением их на три серии
(рис. 28.7), что и пролетные строения Трансмостпроекта 1955 г. Основ-
ные параметры геометрических схем пролетных строений сведены в
табл. 28.1. В диапазоне 44—ПО м отношения Н/l, вообщем уменьшаю-
щиеся с ростом пролета и увеличением доли постоянной нагрузки в пол-
ной нагрузке, близки к оптимальным. Только для пролета 33 м высота
ферм чрезмерно велика. Однако сквозные фермы с ездой понизу для
пролета 33 м применяют редко.
Все элементы поясов и раскосов главных ферм — сварного коробча-
того сечения из четырех листов (нижний горизонтальный лист перфори-
рованный), см. рис. 28.4, а. Элементы не имеют поперечных диафрагм.
Изготовление их осуществляют в специальной механизированной осна-
стке, сварные швы накладывают двухдуговыми автоматами, отверстия
(диаметром 23 мм под болты 22 м) сверлят в объемных кондукторах.
412
Рис. 28.7. Схемы
типовых железно-
дорожных болто-
сварных пролет-
ных строений с
ездой понизу Гип-
ротрансмоста
а—в — соответствен-
но первая, вторая и
третья серии
1 — горизонтальные
диафрагмы
Таблица 28.1. Параметры геометрических схем типовых пролетных строений
с ездой понизу
Пролет 1, м Серия Я, м ни Число панелей, шт. м а» град Расстояние между осями ферм В, м Высота балок про- езжей час- ти ht м
33 44 55 1 8,5 1/3,9 1/5,2 1/6,5 6 8 10 5., 5 57 5,6 0,88
66 77 п 11,25 1/5,9 1/6,8 8 10 8,25 8,25 и 5,5 54 54 и 64 5,7 1,25
88 110 III 15 1/5,9 1/7,3 8 10 11 54 5,8 1,52
Стыки поясов — в узлах. Подвески и стойки Н-образного сечения. Кон-
струкция узла главных ферм приведена на рис. 28.8, а.
Продольные и поперечные балки проезжей части имеют одинаковую
высоту. В пересечениях с поперечными балками пояса продольных ба-
лок перекрыты рыбками, а стенки имеют фланцы, образованные угол-
ковыми коротышами (рис. 28.8,6), На концах поперечных балок —
413
аналогичные фланцы прикрепления к главным фермам, удлиненные за
счет топориков, которые увеличивают жесткость и несущую способность
нижних узлов поперечных рам. Мостовое полотно — на деревянных по-
перечинах.
Верхние и нижние продольные связи главных ферм и продольные
связи продольных балок — крестовой схемы. Поперечные связи (порта-
лы) устроены в плоскостях опорных раскосов и всех стоек.
Нижние связи главных ферм (см. рис. 28.7) во всех пересечениях
соединены высокопрочными болтами с нижними поясами продольных
балок. Кроме того, между некоторыми узлами пересечения нижних свя-
зей и нижних поясов продольных балок поставлены дополнительные
распорки /, образующие вблизи концов или по всей длине пролетного
строения неизменяемые сквозные горизонтальные диафрагмы, вовлека-
ющие продольные балки в совместную работу с нижними поясами
главных ферм в горизонтальной плоскости (рис. 28.9,а). Соответствен-
но часть осевого усилия переходит с нижних поясов ферм на продоль-
ные балки, расчетные усилия в нижних поясах ферм уменьшаются,
и сечения их соответственно облегчены (снято 20% усилий от времен-
ной вертикальной нагрузки). В продольных балках появляются допол-
нительные растягивающие силы, однако их, сечения практически не
утяжеляются. Утяжеляются только рыбки в пересечениях с поперечны-
ми балками. В целом расход стали в пролетном строении уменьшается
в результате включения проезжей части в совместную работу с ниж-
ними поясами ферм на 5%.
Не менее важны упрощения конструкций и ликвидация опасности
усталостных разрушений поперечных балок при обеспечении совмест-
ной работы проезжей части и главных ферм. В пролетных строениях
Гипротранса, Проектстальконструкции и Трансмостпроекта конструк-
тивные решения были направлены на освобождение продольных балок
от совместной работы с главными фермами. Устраивали сложную про-
дольно-подвижную подвеску нижних связей к продольным балкам,
вследствие чего продольные балки почти не растягивались при растя-
жении нижних поясов ферм и поперечные балки (особенно концевые)
Рис. 28.8. Узлы типового болто-сварного пролетного строения
а — главных ферм; б — балок проезжей части
414
Рис. 28.9. Совместная работа продольных балок и нижних поясов ферм
/ — горизонтальные диафрагмы; 2 — тормозные связи; 3 — разрывы в продольных балках
Рис. 28.10. Навесная сборка балочно-разрезных пролетных строений с ездой понизу
/ — разобранная противовесная конструкция; 2 — противовес; 3 — соединительные элементы; 4—дер-
рик-кран
интенсивно многократно повторно изгибались в горизонтальной плоско-
сти (рис. 28.9,6, в). Для облегчения работы поперечных балок устраи-
вали продольно-подвижные опирания (разрывы) в продольных балках,
однако они были мало эффективны. В середине пролета (или в середи-
нах участков между разрывами в продольных балках) требовались
специальные тормозные связи. Все эти недостатки ликвидированы пол-
ноценным обеспечением совместной работы проезжей части и главных
ферм, впервые осуществленным (с надежным расчетно-теоретическим
обоснованием) в типовых пролетных строениях Гипротрансмоста
(1968 г.).
Эти пролетные строения монтируют обычно навесным способом, без
временных опор (однопролетные мосты — полунавесным способом).
Для монтажа навесным способом первого пролета многопролетного
моста предварительно на насыпи собирают противовесную конструкцию
(из элементов следующих пролетов), которую разбирают после опира-
ния на первую промежуточную опору (рис. 28.10). Смежные пролеты
на время монтажа связывают верхними и нижними соединительными
элементами, воспринимающими отрицательный изгибающий момент от
веса монтируемой консоли и работающего крана. Ближайшие к опоре
панели нижнего пояса (с относительно легким сечением в соответствии
415
с законами работы разрезных ферм) во время навесного монтажа полу-
чают весьма большие усилия. В недавнем прошлом эти панели прихо-
дилось усиливать на период монтажа специальными накладными эле-
ментами. В современных конструкциях усиление обеспечивают продоль-
ные балки, включаемые при монтаже в совместную работу с нижними
поясами ферм рассмотренными выше горизонтальными диафрагмами
нижних связей.
Решения конструктивных деталей современных типовых пролетных
строений удовлетворяют требованиям северного исполнения, благодаря
чему они могут устанавливаться в любой строительно-климатической
зоне. От зоны зависит только марка (15ХСНД или 10ХСНД) и катего-
рия применяемой стали.
Сквозные болтосварные пролетные строения экономичны по расходу
металла, который составляет (без учета вспомогательных конструкций)
174,8 т для пролета 66 м (2,65 т на 1 м длины) и 444,3 т для пролета
ПО м (4 т на 1 м длины).
Отработанная в рассмотренных типовых болтосварных пролетных
строениях конструктивная форма развивается сейчас в следующих на-
правлениях:
применение железобетонного безбалластного мостового полотна вме-
сто деревянного;
распространение на неразрезные пролетные строения больших про-
летов;
распространение на пролетные строения с ездой поверху;
переход к замкнутым герметизированным элементам коробчатого
сечения без перфораций (см. рис. 28.4, а) и с заглушками у узлов;
опытное пролетное строение с такими элементами сооружено.
Применение железобетонного безбалластного мостового полотна
вместо деревянных поперечин требует незначительного утяжеления сече-
ний элементов главных ферм (в связи с большей постоянной нагрузкой)
и уточнения некоторых специфических вопросов совместной работы
проезжей части и главных ферм. Соответствующее опытное болто-
сварное пролетное строение Z=66 м, аналогичное типовому, но с желе-
зобетонным безбалластным мостовым полотном, было установлено и
испытано на мосту через р. Лесной Воронеж. Испытания показали, что
наличие на продольных балках- несостыкованной железобетонной плиты
все же заметно увеличивает их эффективную площадь сечения при сов-
местной работе с нижними поясами главных ферм на растяжение и тре-
бует некоторого усиления сквозных горизонтальных диафрагм и рыбок
продольных балок. Разгрузка нижних поясов ферм продольными бал-
ками получается несколько большей, чем при деревянном мостовом
полотне, что компенсирует для этих поясов увеличение усилий от по-
стоянной нагрузки.
В связи с большей переменностью и знакопеременностью усилий и
худшими условиями работы на выносливость неразрезные пролетные
строения применяют в железнодорожных мостах только при больших
пролетах. По проектам Гипротрансмоста осуществлено значительное
число неразрезных болтоклепаных и болтосварных пролетных строений
2ХН0, ЗХИО, 1104-132+110, 2X132, 3X132 м с ездой понизу, отвеча-
ющих по схемам и конструкциям III серии типовых разрезных пролет-
ных строений с высотой 15 м и длиной панели И м. Пролетное строение
2ХН0 м является типовым и допускает укладку деревянных поперечин
и железобетонного безбалластного мостового полотна. В болтосварных
пролетных строениях обеспечена совместная работа проезжей части и
главных ферм. Навесной монтаж неразрезных болтосварных пролетных
416
Рис. 28.11. Железнодорожное болто-клепаное пролетное строение 2x159 м с ездой
понизу
Рис. 28.12. Железнодорожное болто-сварное пролетное строение 55 м с ездой поверху
строений ведется также с включением продольных балок в совместную
работу с нижними поясами ферм и осуществляется проще, чем монтаж
разрезных пролетных строений, поскольку не нужно устанавливать и
снимать специальные соединительные элементы.
Для пролетов свыше 132 м необходимо увеличение высоты главных
ферм и поскольку применение панели длиннее 11 м в простых решетча-
тых пролетных строениях нерационально, переходят на шпренгельную
схему решетки. В СССР в послевоенные годы построено много клепа-
ных и болтоклепаных неразрезных пролетных строений с ездой понизу
на совмещенных и железнодорожных мостах пролетами 159 и 176 м —
через Волгу у г. Горького, Северную Двину у Архангельска, Каму
у Сарапула, Амур у Комсомольска. Эти пролетные строения были в
некоторой степени унифицированы и изготовлялись по одним и тем же
кондукторам.
Схема железнодорожного болтоклепаного пролетного строения
2X159 м, осуществленного по проекту Ленгипротрансмоста, приведена
на рис. 28.11. Высота главных ферм 24 м, основная марка стали
15ХСНД. Сечения поясов и раскосов клепаные коробчатые шириной
814 мм с уголками полками внутрь, покрывающим листом сверху и
планками снизу. Расстояние между осями ферм из условий горизон-
тальной жесткости увеличено до 8 м, что потребовало увеличения высо-
ты поперечных балок до 2 м.
По длине неразрезного пролетного строения устроено четыре разры-
ва в продольных балках, а крестовые нижние связи подвижно подвеше-
ны к продольным балкам. В середине каждого участка продольных ба-
417
лок имеются тормозные связи. Мостовое полотно — железобетонное без-
балластное. Монтаж осуществлен навесным способом, без временных
опор, но с устройством на постоянных опорах приемных консолей дли-
ной 11м. Это в сочетании с большой высотой ферм позволило обойтись
без накладных элементов усиления поясов. Расход стали на основные
конструкции неразрезного пролетного строения 2213 т (6,96 т на 1 м
длины).
В настоящее время Гипротрансмост разрабатывает типовые нераз-
резные железнодорожные болтосварные пролетные строения по схемам
2X154 и 2X176 м.
В 1976 г. в связи со строительством БАМа разработаны железнодо-
рожные сквозные пролетные строения с ездой поверху пролетами 44, 55
(рис. 28.12) и 66 м. Пояса и раскосы — коробчатого сечения. Про-
дольные балки включены в совместную работу с верхними поясами
ферм горизонтальными диафрагмами верхних связей. Мостовое полот-
но — на деревянных поперечинах или железобетонное безбалластное.
Расход стали на основные конструкции 148,1 т (2,69 т на 1 м длины).
§ 4. КОНСТРУКЦИИ АВТОДОРОЖНЫХ
И ГОРОДСКИХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Для автодорожных мостов средних и больших пролетов с ездой по-
низу наиболее экономичны решетчатые комбинированные пролетные
строения. В СССР значительное число таких балочно-разрезных клепа-
но-сварных пролетных строений было построено в 50-е гг. по типовым и
индивидуальным проектам Проектстальконструкции и Киевского фили-
ала Союздорпроекта.
Пролетные строения ПСК применялись сегментной схемы пролетами
62,4; 83,2 (рис. 28.13, а, б); 104 и 124 м; пролетные строения КфСДП —
с параллельными поясами пролетами 63, 83,2 (рис. 28.13, в, г) и 126 м.
В обеих конструкциях сборная железобетонная плита включена в сов-
Рис. 28.13. Решетчатые комбинированные автодорожные пролетные строения 83,2 м с
ездой понизу
а- схема пролетного строения ПСК; б - узел его нижнего пояса; в - схема пролетного строения
Кф Д; г — его узел нижнего пояса
418
Рис. 28.14. Мост через р. Мервед
местную работу с поперечными, балками. Обе конструкции весьма эко-
номичны по расходу металла, так как имеют оптимальную схему проез-
жей части, лишенной продольных балок, и панель проезжей части не за-
висит от панели главных ферм. Расход стали для пролета 83,2 м состав-
ляет соответственно 214 и 249 кг/м2.
Сегментная конструкция Особенно экономична благодаря соответст-
вию очертания эпюре моментов. Все элементы верхнего пояса совершен-
но одинаковы вследствие размещения его узлов на окружности на рав-
ных расстояниях и постоянства расчетных усилий по длине пролета.
При тяжелой проезжей части все раскосы работают только на растяже-
ние и имеют минимальные сечения, не обремененные условиями устой-
чивости и предельной гибкости.
Решетчатые комбинированные фермы с параллельными поясами из
вертикальных двутавров отличаются большими панелями, редкой ре-
шеткой и стандартизацией элементов. Многопролетные мосты удобно
монтировать и навесным способом, и продольной надвижкой.
Решетчатые комбинированные пролетные строения применяются и
в зарубежных автодорожных мостах с ездой понизу. Примером может
служить построенный в 1967 г. в Нидерландах мост через р. Мервед
(рис. 28.14) сегментной схемы с гибкими раскосами из стальных кана-
тов диаметром 79,5 мм [18]. Раскосы были предварительно напряжены,
что увеличило запасы против выключения отдельных раскосов из рабо-
ты и создало в жестких нижних поясах выгодные начальные отрицатель-
ные изгибающие моменты.
В 60-х гг. решетчатые комбинированные пролетные строения в авто-
дорожных мостах с ездой понизу перестали применять в СССР, посколь-
ку число строящихся автодорожных металлических мостов с ездой по-
низу уменьшилось, иметь для них на заводах специальную оснастку
стало нерентабельным и изготовлять начали простые решетчатые авто-
дорожные конструкции, унифицированные с широко применяемыми же-
лезнодорожными пролетными строениями, имеющими хорошую завод-
скую оснастку. Уменьшение числа автодорожных металлических мостов
было связано с директивным внедрением сборного железобетона, а
уменьшение числа автодорожых мостов с ездой понизу — с увеличением
скоростей движения.
Упомянутые простые решетчатые автодорожные пролетные строения
с ездой понизу применяют сейчас (по проектам Ленгипротрансмоста)
при установке рядом с железнодорожными пролетными строениями в со-
вмещенных мостах, а также в случае необходимости навесного монта-
419
Рис. 28.15. Простое решетчатое автодорожное пролетное строение моста с ездой по-
низу через Волгу у Калязина
Рис. 28.16. Мост с фермами Лангера в Японии
жа. Примером может служить неразрезное болтосварное пролетное
строение 3X110 м через Волгу у Калязина, запроектированное в 1977 г.
из стали 15ХСНД (рис. 28.15). Генеральные размеры главных ферм и
типы сечений их элементов соответствуют III серии типовых железно-
дорожных пролетных строений. Три продольные балки несут железобе-
тонную плиту, не включенную в работу и расчлененную поперечными
швами. Продольные балки не включены в совместную работу с нижними
поясами ферм и имеют два разрыва на длине неразрезного пролетного
строения. Верхние и нижние продольные связи — ромбической схемы.
Расход металла на основные конструкции 1219 т (336 кг/м2).
Обладающие высокими архитектурными и эстетическими достоинст-
вами простые комбинированные пролетные строения с ездой понизу
(схемы Лангера), равно как и сплошностенчатые жесткие арки с за-
тяжками, относительно широко применяют в зарубежных автодорожных
мостах, несмотря на существенно больший по сравнению с решетчаты-
ми конструкциями расход металла. Схема одного из японских мостов с
420
Рис. 28.17. Решет-
чатые автодорож-
ные пролетные
строения Проект-
стальконструк-
ции с ездой посе-
редине и поверху
а — с жесткими ре*
шетчатыми арками и
затяжками: б — ре-
шетчатое комбиниро-
ванное неразрезное
фермами Лангера (со специфичной для японской школы решетчатой
балкой жесткости) приведена на рис. 28.16.
В СССР построено довольно много разработанных Проектсталькон-
струкцией внешне безраспорных мостов для езды понизу и посередине
с жесткими решетчатыми арками и затяжками (рис. 28.17, а). Узлы
поясов арки расположены на концентрических окружностях; каждый
пояс состоит из одинаковых прямых элементов; все раскосы одинаковы;
конструкция изготовляется при минимальном числе кондукторов. Рас-
стояния между подвесками несколько увеличиваются к середине проле-
та вследствие уменьшения угла наклона поясов, но расстояния между
поперечными балками одинаковы. Это вызывает заметные изгибающие
моменты в затяжке, конструируемой соответственно достаточно жест-
кой. Такие пролетные строения применены на автодорожных, городских
и железнодорожных мостах.
В развитых зарубежных странах строят простые решетчатые про-
летные строения автодорожных мостов с ездой понизу и посередине са-
мых больших пролетов с полигональным верхним или нижним поясом (а
иногда и с обоими полигональными поясами). Шарнирно-консольный
мост через пролив Карквинец в Калифорнии (рис. 28.18, а, б, в) с глав-
ным пролетом 336 м интересен применением набора сталей трех классов
421
прочности (пределы текучести 600, 350 и 240 МПа) и четырехъярусными
сварными коробчатыми сечениями поясов. Особенно широко применяют
большепролетные решетчатые балочные мосты в Японии. Представлен-
ный на рис. 28,18,г, д характерный для японской школы неразрезной
мост Ошима с главным пролетом 325 м построен в 1976 г. и является
уже четвертым из мостов такого типа в Японии, монтируемых, как пра-
вило, пространственными блоками массой 1000—3000 т мощными плаву-
чими кранами.
Для автодорожных и городских мостов с ездой поверху сквозные
пролетные строения применяют в СССР и большинстве зарубежных
стран в настоящее время редко. Простые решетчатые автодорожные и
----сталь А-242
---сталь Т-1
----Сталь А-1
Рис. 28.18. Большепролетные решетчатые автодорожные пролетные строения с ездой
понизу и посередине
а — пролета е строение моста через Карквинец, фасад; б — то же, поперечный разрез; в — то же,
сечение моста; г— мост Ошима, фасад; г— то же, поперечный разрез
422
городские пролетные строения с ездой поверху, в которых проезжая
часть опирается только на узлы главных ферм, полностью ушли в прош-
лое. Сейчас применяют только комбинированные фермы с жестким верх-
ним поясом или балкой жесткости.
Интересны автодорожные двухстенчатые решетчатые комбинирован-
ные клепаные и клепано-сварные сталежелезобетонные неразрезные
пролетные строения с пролетами 70—105 м, возведенные в 50-х гг. по
проектам Проектстальконструкции на мостах через Сож, Березину,
Днепр (см. рис. 28.17,6). В корытах Н-образных верхних поясов раз-
мещены уголковые упоры для объединения с железобетонной плитой,
имеющей ребро над главными фермами. Характерный способ монта-
жа — навесной сборкой легким деррик-краном.
Наиболее эффективным видом внешне безраспорных комбинирован-
ных автодорожных и городских пролетных строений с ездой поверху и
посередине являются трехпролетные подпружные пролетные строения
(рис. 28.19 и 28.20)—отечественная конструктивная ферма, разработан-
ная в Проектстальконструкции Г. Д. Поповым и использованная затем
другими советскими проектными организациями, а также за рубежом.
Эти пролетные строения эффективны при большой разнице между дли-
нами среднего и крайних пролетов, например при соотношении 1:2:1.
В основе конструкции сплошностенчатая балка, усиленная сжатой под-
пругой на примыкающих к промежуточным опорам участках или на всей
длине, причем на усиленных участках подпруга растягивает балку. В
средней части большого пролета конструкция имеет минимальную стро-
ительную высоту. Применяют и решетчатые комбинированные трехпро-
летные подпружные пролетные строения.
Простые комбинированные подпружные сталежелезобетонные про-
летные строения установлены, в частности, на мостах через Оку у Коло-
423
BO Bf В2 ВЗ. В4 В5 ВВ В7 ВВ ВО ВЮ 811 В12 &3~**\В14
Рис. 28.20. Решетчатое комбинированное подпружное пролетное строение моста через
р. Катунь
I — связи по нижним поясам балок; 2 — связи по подпругам
мны (1950 г., пролеты 71 + 1544-71 м, езда поверху) и через Белую в
Уфе (1956 г., пролеты 68-j-148+68 м, езда посередине). В этих пролет-
ных строениях подпруг меньше, чем балок жесткости, каждая подпруга
расположена в промежутке между двумя балками жесткости.
Простое комбинированное подпружное пролетное строение со сталь-
ной ортотропной плитой проезжей части, запроектированное в 1973 г.
Ленгипротрансмостом по схеме 91,8+163,2+91,8 м с ездой поверху, ус-
тановлено на мосту через Иртыш в Омске (см. рис. 28.19). При ширине
проезда 22,5 м (и двух тротуарах по 2,28 м) в поперечном сечении мос-
та четыре главных фермы, в каждой ферме — балка жесткости и
подпруга, находящиеся в одной плоскости. Конструкция болтосварная из
низколегированных сталей классов С52/40 и С48/35, балки жесткости
двутавровые со стенкой 3550 мм и толщиной 12 мм, подпруги Н-образ-
ные с вертикалами 1100X40 мм, стойки Н-образные.
Подпругами усилены участки балки длиной по 102 м с промежуточ-
ной опорой в середине участка. Каждый участок разбит стойками на
10 панелей по 10,2 м. Поперечные связи между балками жесткости — в
каждой плоскости стоек, между стойками — только в плоскостях опор-
ных стоек. Панель между поперечными балками ортотропной плиты
3,4 м, т. е. в 3 раза меньше панели между стойками. Ортотропная пли-
та — одноярусная, продольные ребра — плоские, через 0,35 м. Продоль-
ные связи полураскосной схемы имеются вдоль подпруг и вдоль ниж-
них поясов балок жесткости. Расход стали на основные конструкции
4012 т (439 кг/м2).
424
Решетчатое комбинированное подпружное пролетное строение со
стальной ортотропной плитой проезжей части построено в 1972 г. по схе-
ме ЦНИИПроектстальконструкции и проекту Ленгипротрансмоста в
горах Алтая (см. рис. 28.20). Пролеты 75+126+63 м, езда поверху. Кон-
струкция болтосварная из стали 15ХСНД. Особенность конструкции —
членение на отправочные марки с массой в пределах 5 т (из' условия
транспортирования по горной дороге). Балки имеют стенки, высотой 2,4 м
и толщиной 12 мм. Подпружные фермы с раскосной решеткой усиливают
участки балки длиной по 84 м. Все элементы решетчатых ферм имеют
Н-образные сечения.
Ортотропная плита проезжей части двухъярусной конструкции име-
ет лист толщиной 10 мм и продольные ребра из неравнополочных угол-
ков 160ХЮ0ХЮ с шагом 320 мм, опирающихся на решетчатые комбини-
рованные двухконсольные поперечные фермы, расставленные через 3,5 м
и выполняющие одновременно функции поперечных связей между бал-
ками. Пролетное строение имеет только одну систему продольных свя-
зей полураскосной схемы, идущих вдоль нижних поясов балок, а на уси-
ленных участках переходящих на подпруги. Расход металла на основ-
ные конструкции 1091 т (413 кг/м2).
Пролетное строение перекрывает глубокое ущелье, и единственно
возможным для большого пролета был навесной монтаж с обоих бере-
гов. Приспособленность к навесному монтажу — одно из серьезных пре-
имуществ решетчатой комбинированной конструкции перед простой
комбинированной.
ГЛАВА 29. РАСПОРНЫЕ АРОЧНЫЕ МОСТЫ
§ 1. ПРИНЦИПЫ РАБОТЫ, УСЛОВИЯ ПРИМЕНЕНИЯ,
КОМПОНОВКА, ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТОВ
Арочными называют мосты, имеющие в основе конструкции сжатые
криволинейные или полигональные элементы дугообразного очертания,
т. е. арки. В настоящей главе рассматриваются арочные мосты арочной
(распорной) системы, в которых распор передается на грунт. Арочные
мосты балочной (внешние безраспорной) системы, в которых распор
воспринимается затяжкой, кратко рассмотрены в гл. 28.
Арочные распорные мосты (рис. 29.1) применяют с ездой поверху
или посередине и крайне редко — с ездой понизу. В подавляющем боль-
шинстве случаев арочные пролетные строения относятся к простым ком-
бинированным конструкциям, ибо не имеют решетки между арками и
проезжей частью и испытывают S-образный изгиб при несимметричных
загружениях временными вертикальными нагрузками.
В арочных пролетных строениях с ездой поверху различают собст-
венно арки и надарочное строение, включающее проезжую часть и стой-
ки. Между арками и между элементами надарочного строения могут
располагаться связи. Функции главных ферм могут выполнять либо
только арки, либо арки, тесно взаимодействующие с надарочным строе-
нием. При езде посередине на части длины моста вместо надарочного
строения есть подарочное строение.
Передача распора на грунт требует устройства весьма мощных опор
(включая фундаменты и основания). Объемы и стоимость опор в ароч-
ном распорном мосту всегда больше, чем в балочном мосту тех же про-
летов при аналогичных условиях. Особенно значительны увеличения
объемов и стоимости опор в многопролетных арочных мостах, в которых
27—59
425
Рис. 29.1. Схемы арочных мостов
а, б — с гибкими арками; в — с жесткими решетчатыми серповидными арками; г — с жесткими
сплошностенчатыми арками бесшарнирными; д — то же, двухшарнирными; е — то же, трехшарнир-
ными
к промежуточным опорам предъявляется требование воспринятия одно-
стороннего распора, отвечающего разрушению одного из пролетов. Что-
бы не увеличивать стоимость, при проектировании арочного моста боль-
шое значение имеет устройство и уменьшение объемов опор моста, с впи-
сыванием их в профиль мостового перехода и грунтовые условия.
Передача распора на грунт, т. е. по существу замена грунтом рас-
тянутого пояса балочной фермы, а также воспринятие всей или подав-
ляющей части поперечной силы аркой, заменяющей не только сжатый
пояс, но и раскосы соответствующей решетчатой балочной фермы, обес-
печивает существенную экономию стали в арочном пролетном строении
по сравнению с балочным в аналогичных условиях. Экономия эта состав-
ляет не менее 15—20% расхода стали в оптимальном балочном пролет-
ном строении.
Увеличение стоимости опор и уменьшение стоимости пролетного
строения приводит к целесообразности применять в арочных мостах от-
носительно большие пролеты, чем в балочных при аналогичных услови-
ях. По той же причине арочные мосты несколько чаще делают однопро-
летными.
Из-за весьма жесткой зависимости параметров каждого арочного
моста от профиля и грунтовых условий мостового перехода арочный
мост всегда сугубо индивидуален. Типовых арочных металлических про-
летных строений не существует. Необходимостью иметь хорошие грун-
ты и относительно низкие опоры, а также отсутствием типовых проектов
объясняется существенно более редкое применение арочных мостов.
Арочные мосты применяют при благоприятном профиле перехода и
хороших грунтах при необходимости иметь сравнительно большие про-
леты. При самых благоприятных условиях арочные мосты могут быть
целесообразными уже при пролетах 50 м, в большинстве же случаев они
имеют пролеты более 100 м; при пролетах более 200 м арочные мосты
становятся особенно конкурентноспособными.. Верхний предел для про-
лета металлического арочного моста около 600 м.
426
Арочные мосты красивы, и из эстетических соображений их соору-
жают иногда и там, где балочный мост был бы выгоднее. Арочные мос-
ты часто строят в городах (например, много арочных мостов через р.
Москву в Москве), а также для украшения живописных загородных
ландшафтов. Особая область применения арочных мостов — горные ус-
ловия, когда наличие скальных грунтов сочетается с отвечающим уст-
ройству арки рельефом.
Распорные арочные мосты можно разделить на две группы — с гиб-
кими арками (рис. 29.1, а, б) и с жесткими арками (рис. 29.1, в—е).
Гибкая арка — полигональный сжатый стержневой элемент с малой
изгибной жесткостью в плоскости фермы (определяемой условиями ус-
тойчивости на длине панели). Изгибающие моменты в гибкой арке не-
значительны, аналогичны изгибающим моментам в нежестком поясе лю-
бой комбинированной фермы. Значительные изгибающие моменты
(обычно знакопеременные) возникают в балке жесткости, наибольшие
моменты S-образного изгиба возникают в четвертях пролета при загру-
жении временной нагрузкой половины пролета, как и в других видах
простых комбинированных ферм (см. рис. 28.2).
Жесткие арки могут быть сплошностенчатыми (криволинейными или
полигональными) либо сквозными (решетчатыми). Жесткая арка рабо-
тает на совместное действие осевого сжатия, изгибающих моментов
(преимущественно S-образного изгиба) и поперечных сил. В мосту с
жесткими арками в уровне проезжей части либо имеют элементы пре-
небрежимо малой по сравнению с арками изгибной жесткости, либо все
же устраивают балку жесткости. В последнем случае моменты S-образ-
ного изгиба распределяют между арками и балкой жесткости пропорци-
онально их изгибным жесткостям.
Металлические мосты с жесткими арками могут быть бесшарнирны-
ми, двухшарнирными и трехшарнирными (см. рис. 29.1). В прошлом, в
период недоверия к надежности оснований и к работе статически неоп-
ределимых систем, часто применяли статически определимые трехшар-
нирные арки. Сейчас их применяют очень редко, в случаях монтажа
подъемом целых полуарок. До недавнего времени основной схемой для
металлических арочных мостов была двухшарнирная; бесшарнирную
схему избегали в связи с увеличенными температурными напряжениями.
Однако уточненные исследования показали, что температурные напряже-
ния имеют действительно определяющее значение только для особенно
жестких сквозных (решетчатых) бесшарнирных арок. Для менее высо-
ких сплошностенчатых арок бесшарнирная схема рациональна. Приме-
нение решетчатых арок в последние годы сократилось, но они продолжа-
ют возводиться двухшарнирными.
В СССР для автодорожных и городских мостов пролетами до 200 м
в последние десятилетия жесткие арки уступили место гибким как более
простым и не менее экономичным конструкциям. При больших проле-
тах, а также в железнодорожных мостах гибкие арки получаются не-
конструктивными, и по-прежнему должны применяться жесткие арки.
Их продолжают строить во многих зарубежных странах.
Основным параметром арочного моста является стрелка арок. От-
ношения стрелки к пролету изменяются в очень широких пределах
(1/2—1/18). Крайние цифры, ограничивающие этот диапазон, использу-
ются редко. При езде поверху наиболее употребительны отношения
стрелки к пролету 1/7—1/8 и при езде посередине— 1/5—1/6.
Ось арки (или кривую центров узлов полигональной арки) прочер-
чивают обычно по дуге окружности, что упрощает конструкцию, ибо
все элементы арок- могут иметь одинаковую геометрию, или по парабо-
27*
427
ле, что обеспечивает уменьшение изгибающих моментов в арке или бал-
ке жесткости. Жесткие арки назначают либо постоянной высоты, либо
серповидного очертания (см. рис. 29.1), при котором высота арки умень-
шается к пятам на протяжении крайних четвертей пролета. Высота се-
чения сплошностенчатой жесткой арки составляет, как правило, ’/5П—
’/70 пролета в автодорожных и городских мостах* и ’/4о—'/so пролета
в железнодорожных мостах. Высота сквозных решетчатых арок сущест-
венно больше.
Для числа арок в поперечном сечении моста характерны те же зако-
номерности, что и для числа балок в балочных мостах. Наиболее ха-
рактерны мосты с двумя арками. В весьма широких мостах и при не-
больших пролетах возможны многоарочные конструкции. При гибких
арках число балок жесткости делают иногда вдвое большим числа
арок, размещаемых вне плоскостей балок жесткости для упрощения
монтажа.
Устройство связей в арочном пролетном строении должно обеспечи-
вать несмещаемость всех узлов арок и конструкций проезда. Продоль-
ные связи устраивают вдоль арок и (в зависимости от наличия и уст-
ройства плиты проезжей части) вдоль проезжей части (или балки жест-
кости). Горизонтальные нагрузки, приходящиеся на проезжую часть,
должны быть переданы либо специальными устройствами на устои, ли-
бо поперечными связями стоек на арки. При сквозных арках продольные
связи устраивают обычно и вдоль верхнего и вдоль нижнего пояса арки.
При езде посередине связи по аркам включают рамные порталы для
пропуска габарита проезда. Устройство проезжей части в значительной
степени зависит от наличия балки жесткости.
Расчеты арочных пролетных строений выполняют чаще всего по ли-
ниям влияния, построенным на основе решения статически неопредели-
мой задачи для плоской линейно деформируемой расчетной модели.
При жестких арках напряжения в них вычисляют с помощью линий
влияния соответствующих ядровых моментов.
Для предварительного назначения основных сечений можно поль-
зоваться следующими весьма приближенными формулами:
распор в арке
(29.1)
положительный изгибающий момент в четверти пролета
М = q2 /2/64;
прогиб в четверти пролета
о 1
2458 EJ ’
Здесь f — стрелка; qi и <72 — равномерно распределенные вертикальные нагрузки, соот-
ветствующие расчетному сочетанию и загружению; EJ— изгибная жесткость жесткой
арки или балки жесткости.
Если коэффициент деформативности
р= iVhjej > 3,
то необходимо учитывать в расчетах геометрическую нелинейность ра-
боты распорного арочного пролетного строения. Деформации пролетного
строения в этих случаях заметно увеличивают изгибающие моменты и
прогибы , по сравнению с вычисленными по линиям влияния.
* Такую же высоту сечения имеет обычно балка жесткости при гибкой арке.
(29.2)
(29.3)
428
В расчетах арок, являющихся сжатыми или сжато-изогнутыми стерж-
нями, важна проверка общей устойчивости, выполняемая по свободным
длинам, равным: из плоскости арки — расстоянию между узлами соот-
ветствующих связей; в плоскости арки для гибкой арки — расстоянию
между узлами примыкания стоек или подвесок, соединяющих арку с
балкой жесткости; в плоскости арки для жесткой арки — согласно [4].
§ 2. КОНСТРУКЦИИ МОСТОВ С ГИБКИМИ АРКАМИ
ЦНИИПроектстальконструкцией отработана оригинальная совет-
ская конструктивная форма автодорожных и городских арочных мостов
пролетами от 90 до 200 м с гибкими арками Н-образного сечения, бал-
ками жесткости и железобетонной или ортотропной стальной плитой
проезжей части (автор Г. Д. Попов). Такие мосты построены через Обь
в Новосибирске, через Самару в Куйбышеве, через Чусовую в Чусовом,
через Арпу на курорте Джермук в Армении, через Старый Днепр в
Запорожье.
Ущелье Арпы в Джермуке имеет при ширине около 120 м глубину
более 70 м и крутые склоны, сложенные базальтами (рис. 29.2). Возве-
дение арочного моста при таком характере перехода было весьма целе-
сообразным.
Пролет моста через Арпу между шарнирами опорных частей арок ра-
вен 116 м, стрелка арок 16,7 м (1/6,8/), на каждом берегу имеется еще
по три эстакадных пролета, полная длина пролетного строения 168 м.
Длина панели между стойками надарочного строения и эстакад 8 м. В
поперечном сечении моста две главные фермы, расставленные на 8,1 м
при ширине проезда 10,5 м и двух тротуарах по 2,25 м. Каждая главная
ферма (из стали 15ХСНД) состоит из клепаной арки и сварных стоек и
балки жесткости. Стойки, как и арки, — двухстенчатого Н-образного се-
чения, балки жесткости — одностенчатого двутаврового сечения высо-
той 1,8 м (1/67/).
В проезжей части — стальная ортотропная плита своеобразной щито-<
вой конструкции, опирающаяся на балки жесткости и узлы двухконсоль-
ных решетчатых поперечных связей, расставленных через 4 м. Плита
включена в совместную работу с балками жесткости и поперечными
фермами. Продольные связи полураскосной схемы — между арками и
на 0,2 м выше нижних поясов балок жесткости. Основной вид монтаж-
ных соединений — заклепки. В ограниченном объеме применены также
Рис. 29.2. Схема моста через р. Арпу в Армении
429
Рис. 29.3. Схема моста через р. Старый Днепр в Запорожье
высокопрочные болты и монтажная сварка. Из условий перевозки по
горным дорогам наибольшая масса отправочной марки 5 т, наиболь-
шая длина 10 м. .
Полная масса металла с перилами и смотровыми приспособлениями
814,2 т, т. е. 298 кг/м2. Если бы была применена железобетонная плита
проезжей части, расход металла уменьшился бы на 145 т, но стоимость
моста с учетом специфики возведения в горном районе существенно уве-
личилась бы. Монтаж осуществляли навесным способом с анкеровкой в
устоях специальными тягами и постановкой между стойками надарочно-
го строения временных раскосов.
Мост через Старый Днепр (рис. 29.3) перекрывает русло с крутыми
берегами высотой 30—50 м над уровнем воды, сложенные прочными се-
рыми гранитами, что также определило целесообразность возведения
арочного моста. В поперечном сечении четыре балки жесткости высотой
2,5 м (1/7,8/), объединенные со сборной железобетонной плитой про-
езжей части, и две арки Н-образного сечения высотой 1,1 м. Расстояние
между арками — 7,5 м, т. е. 1/26 /. Арки и расположенные в их плоскос-
тях стойки находятся в серединах между крайними и средними балками
жесткости, стойки упираются в высокие сплошностенчатые поперечные
балки между балками жесткости. В каждой панели через 4,27 м нахо-
дятся еще две фермы сквозных поперечных связей, обеспечивающих ус-
тойчивость балок жесткости при монтаже. Между арками и по низу ба-
лок жесткости — полураскосные продольные связи.. Между стойками
связей нет, что придает мосту зрительную легкость. Узлы арки располо-
жены по окружности радиуса 190 м. Арка составлена из прямолинейных
элементов длиной 12,31 и 13,81 м. Наиболее мощное сечение балок жест-
кости над концами арок.
Сталь арок—марки 16Г2АФ (класс С45/60), балок—марки
10Г2С1Д (класс СЗЗ/52), связей — марки Ml6С (класс С23/38). Бетон
М400. Все стальные конструкции сварные, монтажные соединения — на
высокопрочных болтах диаметром 24 мм. Железобетон и сталь объеди-
нены жесткими упорами.
430
На 1 м2 проезжей части расход металла составляет 365 кг (в эста-
кадах 201 кг) и расход бетона — 0,163 м3.
Особенностью возведения является крупноблочный монтаж стальных
конструкций. Балки жесткости монтировали укрупненными блоками
длиной 64 м и массой до 106 т, арки — укрупненными блоками длиной в
одну панель и массой до 40 т, состоящими из двух элементов арок, сое-
диненных связями. Блоки балки жесткости доставлялись баржой грузо-
подъемностью 1200 т и устанавливались шевр-краном. Балки жесткости
опирались на две временные опоры и получали выгиб поддомкрачива-
нием с этих опор. Арки подвешивались к балкам жесткости, после за-
мыкания всех стыков опускались на опорные части и воспринимали на-
грузку при удалении временных опор под балками жесткости.
В железобетонной плите омоноличивали сначала только поперечные
швы и затем выполняли обжатие усилием 24000 кН, создаваемым двумя
батареями домкратов. Усилие обжатия воспринималось концевыми
упорными участками плиты, заблаговременно объединенными с балка-
ми жесткости. Обжатую плиту объединяли с балками жесткости омоно-
личиванием продольных швов, в которых находились упоры.
§ 3. КОНСТРУКЦИИ МОСТОВ С ЖЕСТКИМИ АРКАМИ
В больших пролетах, характерных для арочных мостов, сплошно-
стенчатые жесткие арки делают коробчатого или трубчатого сечения.
Характерны сварные двухстенчатые коробчатые сечения арок из четы-
рех листов (рис. 29.4,а), обычно значительно превосходящие своими
размерами сечения поясов балочных решетчатых ферм. Сечения таких
арок полностью замкнутые, без перфораций, внутри сечений обеспечива-
ется проход для сварки, окраски и обследований. В диафрагмах, необ-
ходимых для обеспечения неизменяемости й устойчивости сечения, уст-
раивают соответствующие лазы шириной не менее 0,5 м.
На одном из бельгийских арочных мостов арки имеют коробчатое
сечение из двух разрезанных прокатных двутавров со вставками стенок
(рис. 29.4,в). Двутавры соединены верхним покрывающим листом, про-
дольной диафрагмой в уровне примыкания связей и поперечными диаф-
рагмами.
На мосту пролетом 330 м через водохранилище р. Влтавы в ЧССР
сечение арок высотой 5 м клепано-сварное (рис. 29.4, а). В основе сече-
ния четыре сварных тавра, соединенных клепаными поясными пакетами,
продольными стыковыми накладками и поперечными диафрагмами. Ус-
тойчивость стенок, имеющих нехарактерную для арок очень малую тол-
щину (14 мм), обеспечена продольными ребрами жесткости.
Трубчатые сечения весьма рациональны для жестких арок значитель-
ных пролетов. Согласно шведским экспериментальным данным, давле-
ние ветра на трубчатую арку оказывается в 4 раза меньше, чем на ко-
робчатую. На рис. 29.4, д изображено поперечное сечение арки разру-
шенного в 1980 г. навалом судна моста Аскеро в Швеции пролетом
около 280 м.
При пролетах менее 50—60 м (вобщем не характерных для арочных
мостов) применяют одностенчатые двутавровые жесткие арки без ребер
жесткости (рис. 29.4, е). Вертикал такой арки, работающий преимущест-
венно на сжатие, должен иметь толщину около 1/50 высоты сечения, т. е.
значительно большую, чем в балках.
Надарочное строение моста с жесткими арками состоит из стоек (при
езде поверху), проезжей части и связей, причем в плоскости каждого
ряда стоек обычно помещают поперечную балку проезжей части. При не
431
слишком больших пролетах панель проезжей части может быть равна
панели между стойками, тогда на поперечные балки опираются продоль-
ные балки, несущие плиту проезжей части или непосредственно полотно
проезда. Верхние концы стоек соединяют надарочные прогоны.
В железнодорожных арочных мостах надарочные прогоны являются
самостоятельными элементами связей (рис. 29.5, а). В автодорожных
и городских мостах функции надарочных прогонов часто выполняют те
продольные балки, которые расположены непосредственно над арками
(рис. 29.5, б).
При весьма болыцих панелях между стойками или при проезжей
части без продольных балок надарочные прогоны являются элементами
проезжей части или балки жесткости и несут вспомогательные попереч-
ные балки (рис. 29.5, в), поддерживающие продольные балки или непо-
средственно плиту проезжей части (рис. 29.5,г). Надарочные прогоны,
продольные балки и оба вида поперечных балок могут быть законструи-
рованы одинаковой высоты и расположены в одном уровне, образуя ба-
лочный ростверк (рис. 29.5, д). Если жесткость балочного ростверка,
надарочных прогонов или продольных балок соизмерима с жесткостью
Рис. 29.5. Надарочные
строения мостов с
жесткими арками
а—д — схемы
7 — стойка; 2 —- надароч-
ный прогон; 5—попереч-
ная балка, входящая в
состав надарочнбй по-
перечной рамы; 4-вспо-
могательная поперечная
балка; 5 — продольная
балка проезжей части
Рис. 29.4. Попереч-
ные сечения жестких
спл ош ностенчатых
арок
432
арок, она должна учитываться в
расчетах воспринятия изгибаю-
щих моментов S-образного из-
гиба.
Ширина стойки обычно зна-
чительно меньше ширины жест-
кой арки. Чаще всего стойки при-
соединяют к арке фасонками,
приваренными к верхнему поясу
арки (рис. 29.6). В узле примы-
кания стойки в арке обычно име-
ется поперечная диафрагма.
Монтажные стыки жестких
арок делают вне узлов примыка-
ния стоек. Жесткие арки констру-
ируют из прямолинейных элемен-
тов с небольшими, незаметными
для глаза, переломами в завод-
ских и монтажных стыках. При
относительно небольших проле-
Рис. 29.6. Узел прикрепления стойки к ко-
робчатой жесткой арке
Рис. 29.7. Мосты с жестки-
ми арками в Японии
а — мост Матсушима с трубча-
тыми арками, фасад; б—то же*
поперечный разрез; а — мост
Сайкай с решетчатыми арками,
фасад; г — то же, поперечный
разрез
433
тах сплошностенчатые жесткие арки составляют из криволинейных эле-
ментов. Криволинейность резов кромок стенок усложняет изготовление
и приводит к дополнительным отходам металла.
В качестве примера рассмотрим конструкцию моста Матсушима, по-
строенного в Японии в национальном парке Унцен Амакуса в 1966 г.
(рис. 29.7, а, б). Главный пролет моста 126 м, жесткие трубчатые арки
имеют диаметр 1,85 м, т. е. 1/681. Стойки также трубчатого сечения при-
варены к аркам без фасонок. В проезжей части интересны алюминиевые
перила. Железобетонная плита опирается на три продольные балки, две
крайние продольные балки являются надарочными прогонами. Попереч-
ные балки — только в плоскостях стоек.
Для сквозных решетчатых арок типы сечений элементов практически
не отличаются от применяемых в балочных решетчатых фермах.
Представляет интерес конструкция клепаного решетчатого арочного
моста Сайкай (рис. 29.7,в, г), построенного в Японии в 1955 г. и поло-
жившего начало широкому распространению характерных для японской
школы большепролетных решетчатых балочных, арочных и висячих мо-
стов. Пролет арок 216 м, стрелка 34,5 м, т. е. 1/6,26 I. Арки защемлены в
опорах, высота арок уменьшается от опор к середине пролета. Пояса
арок—коробчатые, решетка арок и стойки надарочного строения — двух-
швеллерные на планках при ширине сечения, меньшей ширины сечений
поясов арок. Очень интересно и характерно для многих арочных мостов
расположение арок и стоек надарочного строения в наклонных плоскос-
тях, что увеличивает горизонтальную жесткость и улучшает динамичес-
кие качества моста с относительно узкой проезжей частью (7,5 м, т. е.
1/28/). В уровне проезжей части — два относительно мощных надароч-
ных прогона, основные поперечные балки в плоскостях стоек и вспомо-
гательные в третях панели между стойками, три продольные балки.
Продольные связи размещены вдоль обоих поясов арок и в проезжей
части, поперечные связи — во всех плоскостях стоек.
В СССР в 50—60-х гг. построено несколько мостов с распорными
сквозными арками, имеющими конструкцию, аналогичную показанной
на рис. 28.17, а, со стандартной треугольной решеткой и узлами, распо-
ложенными на концентрических окружностях. На некоторых мостах (в
частности, на мосту через р. Москву у с. Беседы) с ездой посередине при-
менены серповидные арки, но на протяжении двух средних четвертей
пролета арки имеют стандартную конструкцию.
ГЛАВА 30. ВИСЯЧИЕ И ВАНТОВЫЕ МОСТЫ*
§ 1. ПРИНЦИПИАЛЬНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ и УСЛОВИЯ
ПРИМЕНЕНИЯ
Висячими называют мосты, имеющие в основе конструкции прови-
сающие нити, т. е. растянутые элементы, воспринимающие полезную по-
перечную нагрузку и имеющие очертание, соответствующее или близкое
очертанию веревочной кривой от передающейся на нить поперечной на-
грузки (рис. 30.1,а). Провисающую нить в современных висячих мостах
осуществляют обычно в виде кабеля. В недавнем прошлом строили так-
же висячие мосты с провисающей нитью в виде шарнирно-звеньевой или
стержневой цепи. В трубопроводных висячих мостах небольшой ответст-
• Глава 30 написана с использованием материалов М. М. Кравцова, В. М. Фридки-
на и В. Ю. Попова (ЦНИИПроектстальконструкция)4
434
a)
Рис. 30.1. Провисающая нить
и ванты как основные элементы
висячих и вантовых конструк-
ций
Я
Рис. 30.2. Схемы поперечных
сечений и пилонов висячих и
вантовых мостов
венности трубу используют иногда в качестве жесткой провисающей нити.
Вантовыми называют мосты, в основе конструкции которых ванты,
т. е. гибкие растянутые стержни (рис. 30.1, б), не воспринимающие по-
лезной поперечной нагрузки и соответственно почти прямолинейные
(провисающие только от собственного веса).
Для растянутых несущих элементов современных висячих и ванто-
вых мостов (кабелей, вант и подвесок) используют высокопрочную
оцинкованную проволоку (прочностью от 1200 до 1800 МПа) в следую-
щих изделиях (см. также гл. 2, § 2): витые стальные канаты, изготовляе-
мые заводами метизной промышленности; канаты (пучки) из параллель-
ных проволок, изготовляемые в нашей стране пока на припостроечных
полигонах, а в некоторых зарубежных странах — на заводах; проволока
в бухтах, используемая для прядения в пролете кабеля из параллельных
проволок (только в зарубежных странах).
В СССР для мостов применяются витые стальные Манаты чаще все-
го спиральные закрытые, значительно реже — спиральные из круглых
проволок и двойной свивки семипрядные (см. рис. 2.2). Они требуют
обязательной предварительной вытяжки перед постановкой в конструк-
цию, но и после вытяжки их модуль упругости значительно ниже, чем
канатов из параллельных проволок (см. гл. 2, §2). Однако применение
для кабелей, вант и подвесок исходных элементов высокой заводской го-
товности значительно уменьшает трудоемкость и сроки строительства
висячих и вантовых мостов. Канаты из параллельных высокопрочных
проволок имеют модуль деформаций 20ХЮ4 МПа и при организации
изготовления их на индустриальной основе будут широко применяться в
висячих и вантовых мостах.
Таким образом, для кабелей и вант прочность материала в несколько
раз больше (и площадь поперечного сечения соответственно меньше), а
модуль упругости ниже, чем для элементов из обычной (низколегирован-
ной или малоуглеродистой) стали. Следовательно, жесткость висячих
и вантовых мостов оказывается значительно ниже жесткости других
мостовых конструкций. Жесткость дополнительно уменьшается для ви-
сячих схем, обладающих кинематическими перемещениями S-образного
изгиба. Пониженная жесткость несколько ограничивает применение ви-
сячих и вантовых мостов, в частности, затрудняет использование их в
качестве железнодорожных.
Жесткость висячего или вантового моста должна анализироваться
не только с позиций обеспечения нормальной эксплуатации (допусти-
435
мости прогибов, углов перелома проезда и колебаний для полноценного
выполнения мостом транспортных функций), но и с позиций надежнос-
ти — исключения опасности резонанса под подвижными и ветровыми
нагрузками и обеспечения аэродинамической устойчивости.
Толчком к развитию теории сопротивления висячих и вантовых мос-
тов ветровым воздействиям послужила авария Такомского моста (США)
пролетом 854 м в 1940 г.; в настоящее время теория эта разработана до-
статочно полно. По этой теории ширина висячего или вантового моста
в большинстве случаев не должна быть меньше 1/50 — 1/40 большого
пролета. При необходимости иметь меньшую ширину (например, в тру-
бопроводных мостах) следует предусматривать раздельные горизонталь-
ные растяжки на берега или предварительно-напряженную ветровую
систему из двух кабелей, заанкеренных на берегах (см. § 5). Чтобы
уменьшить давление ветра, балку жесткости следует в ряде случаев вы-
полнять обтекаемой формы или сквозной из хорошо обтекаемых трубча-
тых элементов. Полезно также предусматривать сквозной настил или
проемы между балками жесткости и проезжей частью.
Для поперечных сечений висячих и вантовых мостов характерны
три компоновки: две вертикальные главные (висячие или вантовые)
фермы у краев проезжей части (рис. 30.2, а); две наклонные главные
фермы, расходящиеся к краям проезжей части, (рис. 30.2, б); одна (оди-
ночная или спаренная) вертикальная главная ферма над разделительной
полосой проезжей части (при балке жесткости, хорошо сопротивляю-
щейся кручению, рис. 30.2, в).
Пилоны металлических висячих и вантовых мостов могут быть и
стальными и железобетонными.
Характерные принципиальные схемы пилонов приведены на рис. 30.2
П-образные и U-образные пилоны соответствуют устройству двух верти-
кальных ферм; А-образный пилон — двух наклонных или одной верти-
кальной фермы; одностоечный и Х-образный пилон — одной вертикаль-
ной фермы.
Для опирания конструкций висячего или вантового моста на пилен-
ную опору характерны четыре варианта: на опору опирается пилон, не-
сущий балку жесткости; и пилон, и балка жесткости непосредственно
опираются на опору; на опору опирается балка жесткости, несущая пи-
лон, если предусмотрен монтаж продольной надвижкой с использовани-
ем вант и пилона в качестве шпренгеля; балка жесткости подвешена к
пилону вантами и не имеет жесткого опирания на опору.
Преобладание растянутых элементов в главных фермах и примене-
ние особо высокопрочной стали для кабелей и вант обусловливает умень-
шение расхода стали в висячих и вантовых мостах по сравнению с дру-
гими конструкциями металлических мостов и возможность экономично-
го перекрытия самых больших пролетов— 1500 м и более для висячих
мостов и примерно до 500 м для вантовых мостов. Одна из особенностей
висячих и вантовых мостов состоит в том, что расход металла на 1 м или
1 м2 увеличивается с ростом пролета значительно медленнее, чем для дру-
гих видов металлических мостов. Соответственно рациональность соору-
жения висячих и вантовых мостов увеличивается с ростом пролета.
Однако применение висячих и вантовых мостов целесообразно не
только в самых больших пролетах. Висячие мосты в горных и других
труднодоступных районах в ряде случаев оказываются незаменимыми в
связи с легкостью передачи кабеля с исходного берега на противополож-
ный и возможностью использовать навешенный кабель для монтажа ос-
тальных конструкций моста. Висячие и вантовые мосты дают хорошее ре-
шение для перекрытия средних по величине пролетов без применения
436
Таблица 30.1. Диапазоны пролетов
для висячих и вантовых мостов
Конструкция Назначение моста
автодо- рожный и городской пешеход- ный трубопро- водный
Висячая 50—2000 40—500 40—1200
Вантовая 50—500 40—200 40—200
сварных балок значительной вы-
соты с использованием только
прокатных балок. Для трубопро-
водных мостов висячие и ванто-
вые конструкции преобладают
для всех пролетов, начиная с
40—60 м. Наконец, висячие и ван-
товые городские мосты довольно
часто применяют, руководствуясь
архитектурными требованиями.
Диапазоны пролетов (м), определяющие целесообразность примене-
ния висячих и вантовых мостов различного назначения, сведены в
табл. 30.1.
Наиболее характерно применение висячих и вантовых мостов все же
для перекрытия больших пролетов, превышающих 140—180 м, в которых
экономические и конструктивные преимущества перед применением ба-
лочных сплошностенчатых или решетчатых конструкций становятся оче-
видными. Потребность в большепролетных висячих и вантовых мостовых
конструкциях возникает соответственно в связи с особыми условиями су-
доходства, при пересечениях морских проливов, глубоких ущелий, во-
дохранилищ и устьев больших рек, при неустойчивых грунтах дна и
большой глубине залегания материковых пород.
§ 2. СХЕМЫ И КОМПОНОВКА висячих мостов
Висячие мосты применяют в основном распорной (висячей) системы
(рис. 30.3,а, б, а—н). Висячие мосты внешне безраспорной (балочной)
системы (рис. 30.3, в) в течение последних 25 лет практически вытесне-
ны более экономичными вантово-балочными мостами, появившимися
сравнительно недавно.
Схемы висячих мостов можно разделить на четыре главные группы:
1) простые комбинированные висячие мосты (рис. 30.3,а—в). Явля-
ются частным случаем простой комбинированной конструкции (см.
гл. 28), составляют классическое решение висячей мостовой конструк-
ции, отличаются наличием балки жесткости и вертикальных подвесок и
отсутствием конструктивных мер против S-образного изгиба;
2) комбинированные висячие мосты повышенной жесткости (рис.
30.3, г—и). Отличаются наличием балки жесткости, принятием конст-
руктивных мер против S-образного изгиба и большим разнообразием
схем, некоторые из которых находят широкое и расширяющееся приме-
нение;
3) гибкие висячие мосты. Отличаются отсутствием балки жесткости
(и жесткой провисающей нити). Являются геометрически изменяемыми
конструкциями, на которых временные вертикальные нагрузки уравно-
вешиваются в результате искажения геометрической схемы. Имеют ог-
раниченное применение, главным образом, для пешеходных мостов, при-
чем в двух вариантах: ленточном, в котором прохожая часть уложена
непосредственно на кабели (рис. 30.3, к); с вертикальными подвесками,
в которых прохожая часть подвешена к кабелям (рис. 30.3, л); если
прохожая часть параллельна кабелям, они могут выполнять функции
перил (рис. 30.3, м).
Известны отдельные случаи применения гибких висячих мостов (пре-
имущественно временных) под автомобильные нагрузки как ленточных
(с малой стрелкой), так и с вертикальными подвесками (при горизон-
тальной проезжей части);
437
Рис. 30.3. Висячие мосты
Рис. 30.4, Схемы многопролетных висячих мостов
4) мосты с жесткими провисающими нитями. Имеют ограниченное
применение; в частности, в некоторых трубопроводных мостах, в кото-
рых функции жестких нитей выполняют продуктопроводные трубы (рис.
30.3,«). В некоторых случаях жесткая провисающая нить может усили-
ваться гибкой провисающей нитью (кабелем). Аэродинамическая ус-
тойчивость трубопроводных мостов с жесткими провисающими нитями,
вопросы выносливости колеблющихся напорных труб в местах их пере-
гиба и вопросы эксплуатации таких конструкций исследованы пока не-
достаточно. Возможны также автодорожные и пешеходные ленточные
висячие мосты с жесткими провисающими нитями, в виде заанкеренных
двутавров или плит.
Простые комбинированные висячие мосты применяют чаще всего в
однопролетной или симметричной трехпролетной схеме (рис, 30.3,а, б).
Соотношение Iq/10 принимают 1/5—1/2. Боковые пролеты обычно подве-
шивают к кабелям, но если подвесок на боковых пролетах не
делают и кабели над ними превращаются в ванты (оттяжки). Трехпро-
летные схемы с подвешиванием боковых пролетов к кабелям особенно
характерны для весьма больших пролетов.
Многопролетные схемы для висячих мостов не типичны. Многопро-
летный мост можно осуществить, объединив массивной анкерной опорой
438
обычные трехпролетные висячие схемы (рис. 30.4, а). На каждый боль-
шой пролет в таком мосту приходится два малых, что редко целесообраз-
но по условиям перехода. Перекрыть основную часть отверстия только
большими пролетами можно, применив развитые промежуточные пило-
ны, воспринимающие односторонний распор (рис. 30.4, б) что, однако,
резко увеличивает стоимость моста. Для пролетов менее 200 м целесо-
образен многопролетный висячий мост с дополнительными горизонталь-
ными вантами, связывающими вершины пилонов (рис. 30.4,в).
Рассмотрим компоновку однопролетных и трехпролетных простых
комбинированных висячих мостов.
Размещать узлы кабеля целесообразно по параболе, как веревочной
кривой от равномерно распределенной нагрузки. Постоянная нагрузка
в результате регулирования усилий при монтаже, как правило, пол-
ностью передается на кабель и не вызывает изгиба балки жесткости
(кроме местного изгиба между подвесками).
Стрелка f0 провеса кабеля в главном пролете целесообразна в пре-
делах (1/8—1/12) /о, для боковых пролетов
/б — /0 9 »
Ро ^0
где Ро и ре — постоянные погонные нагрузки главного и бокового пролетов.
Если желательны одинаковые сечения кабеля и оттяжек, должны
быть одинаковы углы фо наклона к горизонту оттяжки и кабеля у пило-
на, причем cpo=4fo//o. Выгодна более крутая оттяжка, наклоненная под
углом 30—40° к горизонту, но это требует изменения сечения кабеля над
пилоном. Угол наклона оттяжки может определяться и местными усло-
виями.
Высота (м) простой сплошностенчатой или решетчатой балки жест-
кости целесообразна Лж—-^4-0,5, При принятии мер для улучшения
обтекания балки жесткости ветром hm уменьшают на 15—20%, а при
полностью обтекаемой коробчатой балке жесткости /гж может быть от
Zo/250 до /9/300 (при /0 до 600 м).
Невыгодным для балки жесткости является загружение временной
нагрузкой 0,4—0,5 главного пролета. При этом наибольшие положитель-
ные изгибающие моменты и прогибы возникают вблизи четверти проле-
та (в сечении 0,2—0,23/), а вблизи противоположной четверти пролета
возникают отрицательные изгибающие моменты и выгибы — происходит
S-образный изгиб.
Расстояние от верха балки жесткости до кабеля в середине пролета
назначают /го=(0,05—0,1)/0, но не менее 2,5 м.
Соответственно высота" пилона от низа балки жесткости
ha — /о + h0 + йж 4- Zq/200,
где /о/2ОО — строительный подъем балки Жесткости с учетом ползучести стальных ка-
натов.
Размер вдоль моста сечения пилона у его основания следует прини-
мать 1/25—1/35 высоты пилона.
Рассмотрим далее схемы и компоновку комбинированных висячих
мостов повышенной жесткости.
Цель применения комбинированных висячих конструкций повышен-
ной жесткости, в значительной степени освобожденных от S-образного
изгиба, состоит в экономии стали в связи с получением легкой балки
жесткости и в существенном повышении аэродинамической устойчивос-
439
ти при одновременном уменьшении прогибов. Эти преимущества дости-
таются ценой некоторых усложнений конструкций и монтажных опе-
раций.
Простейшая висячая схема повышенной жесткости (см. рис. 30.3, а) —
с закреплением кабеля за балку жесткости в середине пролета, пре-
пятствующим горизонтальным смещениям кабеля относительно балки
жесткости, неизбежным при S-образном изгибе. Высота пилонов умень-
шается на /г0 по сравнению с простой комбинированной висячей схемой.
Недостаток конструкции — передача на балку жесткости значительной
части распора при несимметричном загружении, что требует серьезного
усиления горизонтальных закреплений балки жесткости на неподвижной
опоре — вплоть до устройства так называемого третьего анкера.
Широкое распространение в СССР и за рубежом получила за по-
следние 15—20 лет висячая схема с наклонными подвесками, образую-
щими вантовую решетку (рис. 30.3, д). Схема является разновидностью
решетчатых комбинированных конструкций. Она была впервые предло-
жена советским инженером Я. А. Осташевским в 1940 г. и исследована
в нашей стране Н. Н. Стрелецким и Э. Я- Слонимом. Применяются од-
нопролетные, трехпролетные и иногда двухпролетные схемы.
Высота й0 в схеме с наклонными подвесками назначается (1/40—
1/60)/о, т. е. существенно больше, чем при вертикальных подвесках.
Балку жесткости при наклонных подвесках можно принимать сущест-
венно ниже, чем при вертикальных подвесках. Полностью обтекаемая
коробчатая балка жесткости может быть высотой Zo/300—Zo/35O при про-
летах порядка 1000 м.
Недостаток схемы с наклонными подвесками — возможность выклю-
чения некоторых вант (подвесок) из работы под интенсивными времен-
ными нагрузками. При выключении некоторых вант из работы увеличи-
ваются прогибы и изгибающие моменты в балке жесткости, однако они
остаются все же существенно меньшими, чем при рертикальных подвес-
ках. Регулированием усилий и варьированием геометрии решетки при
проектировании часто удается обеспечить работу всех вант при самых
невыгодных положениях временной нагрузки. Однако степень перемен-
ности усилий в вантах решетки остается высокой (даже под норматив-
ными нагрузками), что приводит иногда к увеличению сечений вант из
условий выносливости.
Видоизменением схемы с наклонными подвесками является двухпо-
ясная схема по рис. 30.3, е, отличающаяся наличием предварительно на-
пряженного и заанкеренного на берегах нижнего кабеля, имеющего не-
большую обратную стрелку. Балка жесткости подвешена к узлам ниж-
него кабеля или свободно оперта на поперечные балки, соединяющие
эти узлы. Предварительное напряжение уменьшает переменность уси-
лий в вантах решетки и увеличивает их стойкость против выключения
из работы.
Схемы по рис. 30.3, ж и з, в которых сочетаются вертикальные под-
вески и ванты жесткости, имеют в настоящее время исторический инте-
рес, хотя и применяются при усилении простых комбинированных вися-
чих мостов. Двухкабельная схема по рис. 30.3, и предложена в 30-х го-
дах советским инженером С. А. Цаплиным. Схема эта обладает боль-
шой жесткостью и обеспечивает многократное уменьшение изгибающих
моментов в балке жесткости по сравнению с простой комбинированной
висячей схемой, поскольку каждый ее кабель близок к веревочной кри-
вой при загружении половины пролета, что устраняет S-образный изгиб,
но применение ее в связи со сложностью монтажа и увеличенным чис-
лом узлов в последнее время прекратилось.
440
Таким образом, наибольший практический интерес представляют
простая комбинированная висячая схема и схемы повышенной жесткос-
ти по рис. 30.3, г—е. Простая комбинированная висячая схема может
применяться в полном диапазоне пролетов и в мостах всех назначений
(см. табл. 30.1), однако при пролетах свыше 150—200 м в ряде случаев
условия аэродинамической устойчивости и экономические соображения
вынуждают отдавать предпочтение схемам повышенной жесткости. Схе-
ма с закреплением кабеля за балку жесткости может быть рациональна
при пролетах 150—600 м, схема с наклонными подвесками — при про-
летах 150—1500 м и более.
Простая комбинированная висячая схема целесообразна в трубопро-
водных мостах при пролетах до 300, а иногда и до 500 м. Для трубопро-
водных мостов больших пролетов целесообразна схема с наклонными
подвесками.
§ 3. СХЕМЫ И КОМПОНОВКА ВАНТОВЫХ МОСТОВ
Схемы вантовых мостов можно разделить на три основные группы:
1) распорные вантовые; 2) вантово-балочные; 3) балочные с вантовым
шпренгелем.
Распорные вантовые мосты (висячей системы) отличаются большим
разнообразием схем, примеры которых представлены на рис. 30.5. Схе-
мы эти могут осуществляться и с балкой жесткости, и с гибкой проезжей
частью (без стыкования продольных балок над размещенными в узлах
примыкания вант поперечными балками). В последнем случае расчетные
схемы имеют в этих узлах шарниры, и рассматриваемые вантовые схе-
мы статически определимы. При этом все ванты должны всегда быть
растянуты. В схемах г—е линии влияния усилий в некоторых вантах
двузначны и, поскольку при гибкой проезжей части выключение хотя
бы одной ванты из работы вызывает потерю неизменяемости, надеж-
ность этих схем требует достаточно интенсивной постоянной нагрузки.
Коэффициент надежности против потери неизменяемости принимается
здесь 1,2.
Рис. 30.5. Схемы распорных вантовых, мостов
28—59
441
Рис. 30.6. Схемы вантово-балочных мостов
а — радиальная; б—г, е — ярусно-расходящаяся; д — ярусно-параллельная; ж — ярусно-сходящаясяг
з — комбинация ярусных сходящейся и расходящейся
Схемы а, б отличаются простотой и имеют некоторое применение в
относительно небольших пролетах, когда заранее установленные пило*
ны удобно использовать для надвижки балок. Однако в большинстве
случаев простая комбинированная висячая конструкция в сходных ус-
ловиях оказывается более целесообразной. Применение схем а, б без
балки жесткости невыгодно, так как требует весьма мощного продоль-
ного закрепления проезжей части.
Схемы в—е позволяют получить легкое и относительно жесткое (по
сравнению с простой комбинированной висячей конструкцией) пролет-
ное строение без балки жесткости. Однако в связи с большим числом
узлов вант и сложностью монтажа эти схемы применять перестали.
Вантово-балочные мосты (рис. 30.6) — новая быстроразвивающаяся
прогрессивная конструктивная форма. Вантово-балочные мосты в ос-
новном внешне безраспорны (имеют балочную систему, иногда с элемен-
тами рамной системы) и характеризуются наличием балки жесткости
(обычно неразрезной), поддерживаемой вантами и воспринимающей
сжимающие усилия на расположенных под вантами участках. Вантово-
442
Таблица 30.2. Диапазоны пролетов применения различных конструкций балок
жесткости в вантово-балочных мостах
Конструкция балки жесткости Назначение моста
автодорожный и городской пешеходный трубопроводный
Двутавровая 50—250 40—200 40—200
Коробчатая 150—500 60—200 —
Продуктопроводная труба —— 40—120
балочные схемы применяют чаще всего с двумя или тремя существенно
неодинаковыми пролетами: они могут быть использованы и для перекры-
тия большого пролета многопролетного моста (см. рис. 23.1,8). Пилоны
(два или один) располагают над промежуточными опорами.
При заданном размере большого пролета и возможности оптималь-
ной трехпролетной схемы двухпилонная вантово-балочная схема (рис.
30.6, а—д) экономичнее однопилонной (рис. 30.6,е—з). Рациональное
соотношение пролетов в двухпилонной трехпролетной схеме находится
в пределах от 1:2:1 до 1:3:1. Однопилонная вантово-балочная схе-
ма может быть оправдана архитектурными соображениями, необходи-
мостью двух больших неодинаковых или одинаковых судоходных про-
летов и в некоторых других специфических случаях.
По расположению вант различают следующие основные вантово-ба-
лочные схемы (рис. 30.6): радиальную (пучок), ярусно-расходящуюся
(веер), ярусно-параллельную (арфа), ярусно-сходящуюся (звезда). У
каждой схемы есть преимущества и недостатки, возможны комбинации
этих схем [10], Наибольшее распространение в настоящее время имеют
ярусно-расходящаяся и ярусно-параллельная схемы. В последние годы
сооружено много мостов ярусно-расходящейся и ярусно-параллельной
схем с большим числом вант — иногда из расчета поддержания постоян-
ными вантами каждого блока балки жесткости при навесном монтаже.
Такие схемы называют многовантовыми (рис. 30.6, в,г); основное их
преимущество — простота крепления вант к балке жесткости и к пилону.
В схеме по рис. 30.6, г балка жесткости для уменьшения возникающих
в ней отрицательных изгибающих моментов не опирается на жесткие
промежуточные опоры, а подвешена к пилонам вантами, т. е. имеет у
пилонов податливые опоры.
Высоту пилона в двухпи-
лонных вантово-балочных
схемах назначают в преде-
лах (1/5—1/7)/о, в однопи-
лонных вантово-балочных
схемах около 1/3 Zo- Жела-
тельны углы наклона вант
к балке жесткости не менее
25°.
Длина панели между уз-
лами примыкания вант
может изменяться в
<М)ФФФФ*
\7 \7 \/ \/1К/
ZS
Рис. 30.7. Схемы балочных мостов с вантовым
шпренгелем
28*
443
широких пределах. При увеличении числа панелей в главном пролете с
2 до 6 с соответствующим уменьшением длин панелей изгибающие мо-
менты в балке жесткости существенно уменьшаются, а при числе пане-
лей 6 и более — мало зависят от длины панели. В двухпилонных схе-
мах с небольшим числом вант длину средней панели в главном пролете
рекомендуется принимать на 20—25% больше длины каждой из осталь-
ных панелей.
Высота балки жесткости целесообразна в пределах от 1/80 Iq (при
малом числе вант и небольших пролетах) до 1/150 /0 (при большом чис-
ле вант и больших пролетах).
Диапазоны пролетов (м), в которых рационально применение ванто-
во-балочных мостов различного назначения и с различными конструк-
циями балок жесткости, сведены в табл. 30.2.
Вантово-балочные мосты в указанных диапазонах пролетов целесо-
образны, если по местным условиям устройство анкеров, необходимых
для распорного висячего моста, оказывается невыгодным. Практически
в этих диапазонах пролетов вантово-балочные автодорожные и городс-
кие мосты применяют сейчас чаще, чем распорные висячие.
Балочные мосты с вантовым шпренгелем (рис. 30.7) имеют обычно
балочно-разрезную систему и являются примером эффективной предва-
рительно-напряженной конструкции. Высокопрочный вантовый шпрен-
гель значительно увеличивает воспринимаемый балкой положительный
изгибающий момент, обжимает балку и создает в ней начальный раз-
гружающий изгибающий момент. Одно из главных условий примене-
ния — достаточная строительная высота.
Балочные мосты с вантовым шпренгелем имеют пока ограниченное
применение, что связано, главным образом, с усложнением монтажа.
§ 4. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТОВ ВИСЯЧИХ
И ВАНТОВЫХ МОСТОВ
Расчеты висячих и вантовых конструкций имеют ряд специфических
особенностей, которые связаны со значительной геометрической нели-
нейностью работы (прежде всего распорных конструкций, подвержен-
ных кинематическим перемещениям S-образного изгиба), выбыванием
из работы некоторых вант при отдельных загружениях некоторых схем
(так называемая конструктивная нелинейность), повышенной значи-
мостью предварительного напряжения и регулирования, специфически-
ми условиями устойчивости пилонов, важностью вопросов аэродинами-
ческой устойчивости и воспринятая ветровых и сейсмических воздействий,
использованием высокопрочных стальных элементов в виде витых сталь-
ных канатов или пучков параллельных проволок. Главные расчетные па-
раметры витых стальных канатов и пучков параллельных проволок (мо-
дули упругости и расчетные сопротивления) приведены в гл. 2, § 2. При-
меняемые в мостах (кроме трубопроводных) стальные канаты должны
быть проверены на выносливость по действующим нормам.
В связи с повышенной сложностью второй этап расчета (см. гл. 24,
§ 3) висячего или вантового моста выполняют иногда по упрошенной
расчетной схеме, на минимальное количество конкретных установок
временной нагрузки без построения линий влияния. Большинство пере-
численных выше особенностей учитывают на третьем этапе расчета, вы-
полняемом с широким использованием ЭВМ.
Для предварительных расчетов (первого и второго этапа согласно
гл. 24, § 3) простого комбинированного висячего моста (см. рис. 30.3,
а, б) сечение балки жесткости высотой согласно § 2 может быть подоб-
444
рано по наибольшему изгибающему моменту в четверти пролета, опре-
деляемому по формулам:
для пролетов /о=150 м и менее
9^/60; (30.1)
для пролетов /О=500 м и более
= 7^/100, (30.2)
где q— временная погонная вертикальная нагрузка со всеми коэффициентами для
расчетов на прочность при длине загружении /о/2.
При определении расхода металла и
учитывать конструктивный коэффициент
Площади поперечного сечения кабеля
ентировочно по формулам:
постоянной нагрузки следует
балки жесткости ф = 1,5...1,7.
и подвески принимаются ори-
+ ?„)^ (
% Я» ( + ll /’
_ (P+?Q.)d
Ru ’
при длине загружения нагрузки /о для расчетов
сопротивления кабеля и подвески; /о— стрелка
(30.3)
(30.4)
где р и qo — постоянная и временная
на прочность; /?к и /?п — расчетные
провеса кабеля; d — длина панели.
Второй этап расчета рекомендуется выполнять по расчетной схеме с
балкой жесткости постоянного сечения и с шарнирным опиранием пило-
нов, принимаемых абсолютно жесткими на сжатие. Постоянная нагруз-
ка обычно полностью передается на кабель, и изгибающие моменты в
балке жесткости от постоянной нагрузки соответствуют неразрезной
балке с пролетами d на жестких опорах. Временной нагрузкой загружа-
ют: половину пролета Zo; весь пролет Д>; боковой пролет (в трехпролет-
ных мостах).
Расчеты на временную нагрузку выполняют методом сил с принятием
за неизвестное распора (и опорных изгибающих моментов в балке жест-
кости в трехпролетных мостах). К полученным изгибающим моментам
и прогибам вводят уменьшающие коэффициенты иг, учитывающие гео-
метрическую нелинейность работы и принимаемые по рис. 30. 8 в зависи-
мости от коэффициента деформативности;
где
% V А, /’
Gq — вес временной нагрузки (с расчетными коэффициентами), находящейся на
пролете.
Уменьшение распора в результате геометрической нелинейности (вы-
ражаемое коэффициентом /nH=fo/(fo+jn), где Л — прогиб в середине
пролета) — незначительно.
Коэффициент свободной длины для расчета устойчивости пилона,
жестко защемленного нижним концом, можно принять 0,7 (в плоскости
висячей фермы).
Второй этап расчета для простых комбинированных висячих конструк-
ций необязателен. При хорошем обеспечении электронной вычислитель-
ной техникой и программами целесообразно сразу выполнять расчеты
третьего этапа по окончательной плоской или пространственной расчет-
445
Рис. 30.8. Коэффициенты т
геометрической нелинейности
работы простой комбинирован-
ной висячей конструкции
I — для изгибающего момента в
четверти пролета; 2 — то же в се-
редине пролета; 3— для прогиба в
четверти пролета; 4 то же, в се-
редине продета
ной модели с построением линий влияния,
определением по ним невыгодных загруже-
ний и учетом геометрической нелинейности.
Для предварительных расчетов висячего
моста с горизонтальным закреплением ка-
беля за балку жесткости в середине проле-
та (см. рис. 30.3, г) сечение балки жестко-
сти может быть подобрано по изгибающе-
му моменту в четверти пролета, уменьшен-
ному на 25 % по сравнению с моментом по
формулам (30.1) и (30.2) для простой ком-
бинированной висячей конструкции, а пло-
щадь поперечного сечения кабеля — такой
же, как в простой комбинированной вися-
чей конструкции, т. е. по формуле (30.3).
Второй этап расчета рекомендуется выпол-
нять по аналогичной упрощенной расчетной
схеме и на те же загружения, что и для
простой комбинированной конструкции, но
за неизвестные метода сил удобно прини-
мать горизонтальные усилия между полови-
ной кабеля (левой или правой) и балкой
жесткости. Коэффициент геометрической не-
линейности для изгибающих моментов и прогибов рекомендуется прини-
мать для любого поперечного сечения и любого расположения временной
нагрузки по рне. 30.8, как для середины пролета при загружении вре-
менной нагрузкой всего пролета.
Для висячей конструкции с наклонными подвесками (см. рис. 30,3,
д) целесообразно при предварительных расчетах рассматривать сначала
шарнирно-стержневую распорную ферму (рис. 30.9, а). В первом приб-
лижении задаются следующими сечениями ее элементов:
для кабеля — как для простой комбинированной висячей конструк-
ции, т. е. по формуле (30.3); временную нагрузку в этой формуле можно
умножить на 0,8, если заведомо известно, что не будет регулирования
усилий против выключения подвесок;
для балки жесткости — из условия воспринятая ею при принятой
высоте сечения положительного изгибающего момента 1,2М94-0,5Мр,
где Мя и Мр— изгибающие моменты соответственно от временной и по-
стоянной нагрузок в разрезной балке с пролетом, равным длине панели;
для наклонных подвесок — из условия воспринятия местной времен-
ной нагрузки одной из двух подвесок, подходящих к каждому узлу; все
сечения наклонных подвесок назначают первоначально одинаковыми;
осевыми деформациями пилонов пренебрегают.
Шарнирно-стержневую распорную ферму рассчитывают методом
сил на два загружения временной нагрузкой: загружения половины про-
лета и всего пролета. За неизвестные удобно принимать осевое усилие
в средней панели (или среднем узле) балки жесткости. Определяют осе-
вые усилия от временных нагрузок во всех элементах, в том числе сжи-
мающие усилия от временных нагрузок в части наклонных подвесок, а
также наибольшие прогибы.
По наибольшему сжимающему усилию от временной нагрузки в нак-
лонной подвеске (вернее в двух симметрично расположенных наклонных
подвесках) назначают усилие предварительного натяжения S этих двух
подвесок, которое должно быть таким, чтобы полное усилие в них было
небольшим растягивающим. Постоянная нагрузка с таким предвари-
446
?O,3l
luLl I
Рис. 30.9. Упрощенные расчетные схемы висячей конструкции с наклонными подвес*
ками
тельным напряжением обычно гасит сжимающие усилия от временных
нагрузок и в других наклонных подвесках. Дополнительная возможность
избавиться от выключения из работы части наклонных подвесок (или
свести это выключение к минимуму) состоит в отказе от параболичес-
кого очертания кривой, на которой расположены узлы кабеля—с рас-
сматриваемой точки зрения выгодно углы наклона кабеля к горизонту
увеличить вблизи пилона и уменьшить вблизи середины пролета.
Схему по рис. 30.9. б (она получается обычно статически определи-
мой или даже изменяемой) рассчитывают на постоянную нагрузку с уче-
том предварительного напряжения S. По полученным суммарным уси-
лиям, учитывающим временную нагрузку, уточняют поперечные сечения
элементов конструкции для третьего этапа расчетов. Устойчивость пи-
лонов на втором этапе проверяют с теми же допущениями, что и при
вертикальных подвесках.
Если эти мероприятия не могут предотвратить выключение из рабо-
ты некоторых наклонных подвесок под расчетными нагрузками, в ходе
второго этапа расчетов рассматриваются под полными расчетными на-
грузками одна или две рабочие схемы (рис. 30.9, а), не имеющие выклю-
чившихся подвесок и шарниров в узлах примыкания подвесок к балке
жесткости. Определяются не только осевые усилия в элементах и проги-
бы, ио и изгибающие моменты в указанных узлах балки жесткости. По-
перечные сечения элементов конструкции, включая сечение балки жест-
кости, в этих случаях уточняются для третьего этапа расчетов по резуль-
татам расчетов рабочих схем. Допускать выключение из работы некото-
рых наклонных подвесок под нормативными нагрузками, как правило,
не следует.
Геометрическую нелинейность работы висячей конструкции с на*
клонными подвесками на предварительных этапах расчетов допускается
не учитывать. Второй этап расчетов висячей конструкции с наклонными
подвесками отличается относительной простотой, и выполнять его сле-
447
дует обязательно до начала весьма трудоемкого и машиноемкого треть-
его этапа расчетов этой конструкции.
Для вантово-балочных мостов (см. рис. 30.6) предварительные сече-
ния вант следует назначать по усилиям, соответствующим расчетной
схеме с шарнирами в узлах крепления вант к балке жесткости. Предва-
рительное сечение балки жесткости при высоте, соответствующей дан-
ным гл. 30, § 3, назначают из условия воспринятия изгибающего момен-
та
(30.5)
где q — временная погонная вертикальная нагрузка для расчетов на прочность при
длине загружении /0/2; р — постоянная погонная нагрузка для расчетов на прочность;
d — наибольшая, длина панели между узлами опирания балки жесткости на ванты
(или опору); s — делитель, равный:
при двухпилонной обычной схеме 150, при многовантовой 180
» однопилонной » » 120, » » 150
Достоверных существенно упрощенных приемов приближенных рас-
четов вантово-балочных конструкций практически не существует. Если
расчеты второго (согласно гл. 24, § 3) этжа необходимы, их выполняют
по расчетным схемам, близким к применяемым на третьем этапе расче-
тов. В расчетах уже второго этапа желательно учитывать влияние про-
висаний вант от собственного веса на осевую (продольную) их жест-
кость. Учет этот выполняют умножением действительной площади Ев по-
перечного сечения ванты на коэффициент
Рв £в Fв G^i ~Ь ^2)
24S|Sf
где рв —вес единицы длины ванты; Zr —длина горизонтальной проекции ванты; Ев —
модуль упругости прямолинейной ванты; Si и S2 — исходное и конечное ожидаемые
усилия в ванте.
Для второго этапа расчетов применяют плоскую расчетную схему,
остальные факторы геометрической нелинейности, кроме провисания
вант от собственного веса, не учитывают. Расчет выполняется обычно
на конкретные установки временной нагрузки, назначаемые без построе-
ния линий влияния в соответствии с особенностями проектируемой кон-
струкции. Допускается применять следующие установки [9]: загруже-
ние всей длины пролетного строения; загружение всего главного проле-
та; загружение половины главного пролета; загружение бокового
пролета.
Для уменьшения степени статической неопределимости многованто-
вых схем можно заменять группу вант одной вантой суммарной площа-
ди сечения, если длина примыкания к балке жесткости заменяемой
группы вант не превосходит 10 высот балки жесткости. При радиальной
схеме для расчета пилонов возможны те же упрощения, которые описа*-
ны выше для висячих схем. При ярусных схемах расположения вант не-
обходимо учитывать реальную жесткость на изгиб пилона в плоскости
фермы и наличие защемлений его промежуточной опорой или балкой
жесткости. Гибкость (свободную длину) пилона для расчета его устой-
чивости в плоскости вантовой фермы при ярусной схеме можно опреде-
лить по соответствующим справочникам (например, [25]) как для стерж-
ня с переменной по длине продольной силой и с имеющимися в конст-
448
рукции жесткими или упругими закреплениями. В отношении упругих
закреплений пилона вантами, примыкающими к нему, следует учитывать
только ванту, соединяющую пилон с жесткой точкой (или опорой), за-
крепления остальными вантами можно в расчетах устойчивости пилона
на этом этапе не учитывать.
Степень статической неопределимости расчетной схемы второго эта-
па расчетов вантово-балочной конструкции получается часто довольно
высокой, что требует применения ЭВМ. При невозможности выхода на
ЭВМ от второго этапа отказываются, и ожидаемые показатели конст-
рукции (весьма ориентировочные) могут быть получены по предвари-
тельным сечениям (результатам первого этапа).
Натяжения вант от постоянных нагрузок принимают первоначально
такими, чтобы получить в балке жесткости эпюру изгибающих момен-
тов от постоянных нагрузок как в неразрезной балке на жестких опорах.
Расчеты второго этапа на временные нагрузки дают свои усилия в ван-
тах и эпюры изгибающих моментов. Анализ эпюр может показать целе-
сообразность иного распределения усилий в вантах от постоянных на-
грузок. В рамках второго этапа возможны и оптимизационные расчеты.
В результате второго этапа расчетов получают уточненные сечения
элементов вантово-балочной конструкции и параметры ее регулирова-
ния, а также прогибы от временной нагрузки. Цель второго этапа рас-
четов заключается обычно в ускоренном определении показателей конст-
рукции и сравнении вариантов.
Третий этап расчетов висячих и вантовых мостовых конструкций всех
видов проводится или по пространственной расчетной модели, или по
плоским расчетным моделям с учетом совместной работы частей пролет-
ного строения. Применение пространственной расчетной модели обяза-
тельно при наличии одной висячей или вантовой главной фермы и ин-
тенсивной работе балки жесткости на кручение, весьма желательно при
расположении двух висячих или вантовых ферм в наклонных плоскос-
тях и может быть целесообразным в других конструкциях. Возможно
сочетание плоской и пространственной расчетной модели, когда расчет
на симметричную относительно оси моста нагрузку выполняют по плос-
кой модели, а на кососимметричную нагрузку (на кручение) — по прост-
ранственной модели.
Расчеты третьего этапа состоят из следующих составных частей:
расчеты так называемого исходного состояния (непосредственно после
окончания монтажа) — определение усилий и деформаций от постоянных
нагрузок, включая предварительное напряжение и регулирование; расче-
ты эксплуатационных состояний — определение усилий, напряжений и
деформаций с учетом временных нагрузок и воздействий в различных
сочетаниях, а также ползучести высокопрочных элементов, и проверка
конструкции по различным предельным состояниям; расчеты монтажных
состояний, выполняемые от исходного состояния в последовательности,
обратной последовательности при монтаже.
Расчеты третьего этапа целесообразно выполнять на ЭВМ с решени-
ем статически неопределимой задачи методом перемещений при итера-
ционном учете геометрической нелинейности [28; 29].
Для расчетов на временную вертикальную нагрузку сначала вычис-
ляют линии влияния усилий и прогибов для упругой линейно работаю-
щей конструкции, т. е. без учета геометрической и конструктивной нели-
нейности, загружают эти линии влияния невыгодным образом и полу-
чают огибающие эпюры силовых факторов от расчетных нагрузок и про-
гибов от нормативных нагрузок. Если расчетами второго этапа выявлено
выбывание некоторых гибких элементов из работы, строят и загружают
449
необходимые линии влияния в соответствующих рабочих схемах, лишен-
ных выбывающих элементов. Затем для элементов и сечений, лимити-
рующих конструкцию, выполняют итерационные расчеты с учетом гео-
метрической нелинейности, принимая установки временной нагрузки
невыгодными по линиям влияния. Необходимое число итераций обычно
не превосходит одной-двух. Уточненные значения силовых факторов и
прогибов используют для проверок конструкции по предельным состоя-
ниям.
Расчет методом перемещений с учетом геометрической нелинейности
используют также для проверки общей устойчивости висячей или ван-
товой конструкции, т. е. уточненных проверок устойчивости пилонов и
устойчивости сжато-изогнутых участков балки жесткости. При проверке
устойчивости пилона из плоскости вантовой фермы учитывают так на-
зываемый следящий эффект, что выражается в добавлении горизонталь-
ной поперечной упругоподатливой опоры в голове пилона [14].
Третий этап расчетов однопролетного висячего моста с вертикаль-
ными подвесками проще выполнить без привлечения метода перемеще-
ний. Для построения линии влияния в линейно деформируемой конст-
рукции используют метод сил или готовые формулы [12]. Учет геомет-
рической нелинейности здесь и на третьем этапе расчетов можно осу-
ществить коэффициентами т (см. рис. 30.8).
Кроме того, для любой висячей или вантовой конструкции учет гео-
метрической нелинейности работы может быть выполнен по наличным
программам линейного расчета на ЭВМ статически неопределимых
стержневых систем любым методом (сил, перемещений, смешенным) с
введением в расчетную модель дополнительных связей, жесткость кото-
рых итерационно зависит от нормальных сил в стержнях реальной
конструкции [13].
Весьма ответственны расчеты, гарантирующие прочность, устойчи-
вость и жесткость висячих и вантовых мостов при ветровых воздейст-
виях. Для выполнения их необходимо знать следующие специфические
параметры: скоростной напор ветра, принимаемый в зависимости от
района строительства и особенностей расположения сооружения [22];
аэродинамические коэффициенты, учитывающие особенности обтекания
ветром элементов конструкции в зависимости от их формы и взаимного
расположения [20]; формы (до трех-четырех форм) и соответствующие
частоты вертикальных, горизонтальных, крутильных и иногда простран-
ственных свободных колебаний, определяемые методами динамики со-
оружений [24, 25]; логарифмические декременты затухания колебаний,
характеризующие демпфирующие свойства колеблющегося в ветровом
потоке сооружения (степень затухания' колебаний) и получаемые обоб-
щением соответствующих измерений на натурных сооружениях [8].
Под статическим горизонтальным давлением (скоростным напором
ветра проверяется прочность продольных связей или выполняющих их
функции конструкций, а также ветровых систем трубопроводных мостов.
Воздействия порывов (пульсаций) ветра и соответствующие колеба-
ния сооружения вдоль потока учитываются в расчетах вычислением до-
полнительной статической ветровой нагрузки, интенсивность которой за-
висит от динамических характеристик сооружения [20].
Расчетом на дивергенцию (2,3) проверяется статическая устойчи-
вость балки жесткости в ветровом потоке. Опасность потери устойчи-
вости (отчасти сходной с потерей устойчивости плоской формы изгиба-
обычной балкой) возникает в связи с тем, что при достижении горизон-
тальным ветром некоторой критической скорости при случайном угле
закручивания балки жесткости возникает аэродинамический крутящий
450
момент, который не может быть уравновешен упругим сопротивлением
конструкции кручению.
Особого внимания требуют проверки аэродинамической устойчивос-
ти висячего или вантового моста, предусматривающие, в частности, ана-
лиз следующих явлений аэродинамической неустойчивости.
Ветровой резонанс в виде установившихся колебаний поперек пото-
ка возникает у балки, пилона, ванты при определенных скоростях ветра
вследствие периодического срыва вихрей поочередно с противополож-
ных кромок элемента — в случае близости частоты срыва вихрей к од-
ной из первых собственных частот конструкции или ее элемента. Амп-
литуда колебаний при, ветровом резонансе зависит от формы и жест-
кости элемента конструкции и логарифмического декремента затухания
колебаний [8].
Галопирование — нарастающие вертикальные колебания балки жест-
кости, возникающие при действии ветра на плохо обтекаемую (с «угло-
выми точками») конструкцию вследствие переменности «угла атаки» и
соответственно подъемной силы ветра, получающейся при геометричес-
ком сложении векторов горизонтальной скорости ветра и переменных
вертикальных скоростей колеблющейся балки [2, 3].
Изгибно-крутильный флаттер — нарастающие во времени взаимо-
связанные изгибные и крутильные колебания, которые могут возникнуть
при несовпадении центра изгиба сечения с центром приложения аэроди-
намических сил и при достижении ветром некоторой критической ско-
рости [2, 3].
Явления аэродинамической неустойчивости в начальной стадии ведут
к нарушению нормальной эксплуатации, а при развитии — к разруше-
нию конструкции вследствие малоцикловой усталости или выпучиваний
ответственных элементов.
§ 5. КОНСТРУКЦИИ висячих И ВАНТОВЫХ мостов
Гибкие высокопрочные элементы современных висячих и вантовых
мостов образуются из так называемых канатных элементов.
Канатный элемент — стальной канат (витой канат или пучок парал-
лельных проволок), снабженный концевыми закреплениями. Концевые
закрепления в висячих и вантовых мостах применяют чаще всего в виде
канатных втулок с заливкой загнутых или расплющенных проволок
распущенного конца каната цинковым сплавом (см. рис. 2.2), или спе-
циальным эпоксидным клеем с наполнителем. При изготовлении канат-
ного элемента из витого каната его подвергают предварительной вытяж-
ке на стенде.
Для закрепления канатных элементов в конструкции после их натя-
жения и получения требуемых рабочих длин канатных элементов при
больших усилиях используют закладные вилкообразные шайбы, уста-
навливаемые между торцом канатной втулки и опорной конструкцией,
а при меньших усилиях — стопорные муфты с трапециевидной резьбой,
навинчиваемые на канатные втулки, контргайки на винтовых тягах, спе-
циальные винтовые стяжки. В анкерах большепролетных висячих мос-
тов, в которых при значительных усилиях возникает необходимость
большого хода натяжения канатов, применяют ленточно-нониусные ан-
керно-натяжные устройства (рис. 30.10).
Различают несколько видов конструкций гибких высокопрочных эле-
ментов висячих и вантовых мостов.
Одиночные канатные элементы применяют при относительно неболь
ших расчетных усилиях (например, в кабелях и вантах пешеходных и
451
Рис. 30.11. При-
меры гибких
высокопроч-
ных элементов
а—поперечные се-
чения элементов
из раздельных
канатов; б — то
же, в виде ком-
пактных пучков
канатов; в — ра-
циональная кон-
струкция ванты
из раздельных
канатов
Рис. 30.10. Лен-
точно-нониус-
ное анкерно-
натяжное уст-
ройство
1 — листовая тя-
га; 2 — анкерная
балка; 3 — нони-
ус; 4 — домкрат-
ная балка: 5—ги-
дравлический
домкрат
трубопроводных мостов относительно небольших пролетов, в вертикаль-
ных и наклонных подвесках, для вант многовантовых мостов).
Раздельные канаты (рис. 30.11> а) с расположением их в один или
несколько рядов при оставлении между каждыми двумя канатами прос-
вета, достаточного для восстановления антикоррозионной защиты, ха-
452
рактерны для вант и кабелей с числом канатов 8—10 при одном ряде и
большим числом канатов при нескольких рядах. Ряды могут быть гори-
зонтальными, вертикальными и с переменным подлине наклоном*, когда
у опирания на пилон ряд горизонтален, а у примыкания к балке жест-
кости— вертикален (рис. 30.11,в), что дает конструктивно весьма раци-
ональное решение, при котором ванта как бы закручивается на 90° по
своей длине. Чтобы не происходило соударений канатов при колебании,
применяются специальные сжимы-распорки.
Компактные пучки канатов могут быть различного поперечного сече-
ния (рис. 30.11, б), чаще всего — шестиугольного. Число канатов в
шестиугольном пучке может быть 7,19, 37, 61, 91 шт. У концевых закре-
плений компактный пучок канатов распускают на раздельные канаты.
Компактный пучок канатов должен иметь оплетку, обеспечивающую со-
хранение пучком проектной формы и улучшающую антикоррозионную
защиту.
Изготовляемые прядением в пролете компактные пучки большого
числа параллельных проволок применяют за рубежом для кабелей ав-
тодорожных, городских и совмещенных висячих мостов больших проле-
тов (более 700 м). Поперечные сечения таких кабелей — круглые или
шестиугольные. Этот вид конструкции кабеля требует специального обо-
рудования. После окончания прядения кабеля его опрессовывают в по-
перечном направлении и проволоки объединяют обмоткой.
Наибольшее распространение имеют конструкции вант и кабелей из
раздельных канатов и в виде компактных пучков канатов. Последние
имеют лучшие аэродинамические характеристики и не требуют поста-
новки специальных сжимов-распорок. Преимущества раздельных кана-
тов состоят в более простых конструкциях узлов опирания на пилон и
примыкания к балке жесткости, возможности более точного регулирова-
ния усилия в каждом канате, возможности восстановления антикоррози-
онной защиты и даже смены отдельных канатов, монтажа без рабочих
мостиков, необходимых для формирования компактных пучков ка-
натов.
Узлы крепления подвесок к кабелю обжимают кабель и обеспечива-
ют сохранение формы и размеров его поперечного сечения. На рис.
30.12, а показан узел крепления вертикальной подвески к кабелю из раз-
дельных канатов, расположенных в один ряд. Чтобы все узлы при на-
наклонных подвесках были одинаковыми, целесообразно проушины под-
весок надевать на один штырь, расположенный в геометрическом центре
узла между канатами кабеля** (рис. 30.12,б). При использовании кабе-
ля в виде компактного пучка канатов применяют обычно мощные сталь-
ные литые стяжные муфты, имеющие фасонки с отверстиями для штырей
крепления подвесок (рис. 30.12,в). Длину узлов назначают из условия
получения допустимой интенсивности поперечного обжатия канатов при
суммарном усилии натяжения болтов, достаточном для передачи сила-
ми трения сдвигающего усилия, действующего вдоль кабеля.
Для обеспечения проектного расстояния между узлами крепления
подвесок часто применяют короткие дистанционные канатные элементы,
располагамые параллельно кабелю и снабженные проушинами, крепя-
щимися к фасонкам соседних узлов (см. рис. 30.18,6).
Балки жесткости висячих и вантовых мостов применяют двутавро-
* Предложение Л. Н. Подольцева (Мостострой № 6) и Ю. Л. Граусмана (ЦНИИ'
проектстальконструкция).
** Авторское свидетельство № 483481, Кравцов М. М.} Слоним Э. Я., Захаров В. А.
(ЦНИИ проектстальконструкция),
453
Рис. 30.12. Узлы крепления подвесок к кабелям
а — вертикальной подвески к кабелю из раздельных канатов; б — то же, наклонных
подвесок; а— вертикальных подвесок к компактному пучку канатов; / — канатная
втулка; 2— штырь-шарнир (или его отверстие); 3 —- стяжные болты; 4 —оси наклон*
ных подвесок; 5 — муфта; б — резиновая прокладка
454
a)
9600
Рис. 30.13. Поперечные сечения балок жесткости
а’ б’г~/ ~ автодорожных и городских мостов; в — трубопроводного моста; 1 — ось висячей ила
гла?ной Фермы; 2 —проем между фермой и проезжей частью; 3 —трубчатые элементы
р етчатых ферм; 4 продуктопроводные трубы; 5 — сквозной настил служебного прохода
455
вне сплошностенчатые, двутавровые сквозные (получаемые фигурной
разрезкой прокатных двутавров и сваркой раздвинутых их половин),
коробчатые сплошностенчатые, решетчатые, а в трубопроводных мос-
тах — иногда также в виде продуктопроводных труб. Двутавровые балки
и продуктопроводные трубы характерны для балок жесткости мостов
меньших пролетов, чем имеющих коробчатые и решетчатые балки жест-
кости. Решетчатые балки жесткости целесообразны в большепролетных
висячих мостах с ездой в два яруса и в большепролетных трубопровод-
ных висячих мостах [21].
Целесообразна стальная ортотропная проезжая часть, при пролетах
менее 150 м — чаще железобетонная, во временных мостах — иногда де-
ревянная. Стальную и железобетонную проезжую часть включают в ра-
боту в составе балки жесткости, а также совместно с поперечными бал-
ками. Поперечные связи устанавливают с шагом не более 10—15 м. При
низкой балке жесткости функции поперечных связей могут выполнять
поперечные балки. В поперечном сечении моста целесообразно иметь
две двутавровые балки (рис. 30.13, а) или решетчатые фермы (рис. 30.13,
б, в); соответственно в таких конструкциях желательны две висячие или
вантовые главные фермы.
Коробчатые сплошностенчатые балки жесткости наиболее характер-
ны для современных висячих и вантовых автодорожных городских мо-
стов при пролетах более 170 м (вплоть до самых больших пролетов). На
рис. 30.13, г показана балка жесткости вантово-балочного моста (глав-
ный пролет 194 м) с двумя коробчатыми балками цельноперевозимого
поперечного сечения и двумя главными фермами, на рис. 30.13,5 — об-
текаемая коробчатая балка жесткости вантово-балочных мостов с глав-
ными пролетами 300—400 м и одной главной фермой, на рис. 30.13. е—
обтекаемая коробчатая балка жесткости, характерная для висячих мос-
тов пролетами 900—1400 м с двумя главными фермами.
В трубопроводных мостах возможно использование в качестве балки
жесткости продуктопроводной трубы (или двух продуктопроводных
труб, жестко или шарнирно соединенных), если это удовлетворяет тре-
бованиям аэродинамической устойчивости и жесткости и не противоре-
чит специфическим условиям эксплуатации трубопровода, связанным с
температурными деформациями, периодичностью смены труб и т.д.
Нельзя использовать в качестве балок жесткости трубы, авария кото-
рых особо опасна с позиций охраны окружающей среды.
Продуктопроводные трубы, выполняющие роль балок жесткости,
должны быть снабжены приваренными к ним кольцевыми шпангоута-
ми (если такая приварка допустима) или охватывающими хомутами с
прокладками из стеклоткани на эпоксидной смоле. Подвески, ванты и
другие конструктивные элементы прикрепляют к шпангоутам или хому-
там.
Для присоединения вертикальных или наклонных подвесок висячих
ферм балки жесткости снабжаются обычно фасонками с отверстиями
для штырей-шарниров крепления канатных втулок или винтовых стя-
жек (рис. 30.14,а). Фасонки могут располагаться над стенками про-
дольных (главных) балок на поперечных балках, в узлах тонкостенных
обтекаемых балок и решетчатых ферм, на шангоутах или хомутах. Со-
ответственно в висячих мостах повышенной жесткости предусматривают
развитые фасонки (рис. 30.3, г) для крепления к балке жесткости ка-
беля (рис. 30.14,6). Кабели мощного сечения в виде компактных пуч-
ков канатов закрепляются за балку жесткости с помощью стальных
муфт, в которых все сечение обжимается натяжением стяжных высоко-
прочных болтов.
456
К балке жесткости, состоящей из двух двутавров, наклонные ванты
вантово-балочной конструкции можно крепить в обхват с двух сторон
каждого двутавра (рис. 30.15). Ребра жесткости предусматривают в
местах опирания гидродомкратов, натягивающих канат, и в месте опира-
ния канатной втулки. Среднее ребро по предложению М.М. Кравцова
удобно снабжать трубой с вырезом для заводки каната. Если ванты
крепятся к двутаврам только с внешней стороны, между двутаврами же-
лательна распорка-диафрагма,
В многовантовой конструкции
воспринимающая возникающий момент,
(по рис. 30.6, г) с коробчатой балкой
IltUHIIimilll
о
Л.1'
Hr
.tniMlUJU,11111
жесткости (по рис.
30.13, д) и одной ванто-
вой фермой ванты, состо-
ящие из двух раздельных
канатов каждая, могут
крепиться в обхват одно-
стенчатого вертикального
элемента, размещаемого
на оси моста.
При устройстве вант
из значительного числа
раздельных канатов и при
наличии в балке жестко-
сти двух коробчатых эле-
ментов (рис. 30.13, г) це-
лесообразно консольное
крепление вант с внеш-
ней стороны к каждой ко-
робке по рис. 30.16, а.
Пояс консоли, на который
опираются канатные втул-
ки, выполнен из одного
листа с расположенной
внутри коробки наклон-
ной диафрагмой, для че-
го в стенке предусмотре-
ны вырезы.
При коробчатых бал-
ках и относительно мощ-
ных вантах в виде ком-
пактных пучков канатов
конструктивно целесооб-
разно крепление вант по
оси коробки на раздели-
тельной полосе проезжей
части или на грани-
Рис. 30.14. Узлы
крепления к балке
жесткости вися-
чего моста
а—вертикальной под-
вески; б — кабеля в
середине пролета
1 — подвеска; 2 — ка-
натная втулка; 3 —
винтовая стяжка; 4—
верхний пояс балки
жесткости; 5 — несу-
щий кабель
29—59
457
Ряс. 30.15. Узел крепления ванты к двутавру балки жесткости в обхват
1 — канатная втулка; У — опорная плита; 5 — ребра; 4 — труба
це автопроезда и тротуара либо велосипедной дорожки. Между стенка-
ми коробки устанавливают наклонные диафрагмы, и на них посредст-
вом съемных опорных плит опирают канатные втулки. Компактный
пучок канатов у входа в коробку веерообразно распускается на раздель-
ные канаты, расположенные в одной (рис. 30.16, б) или нескольких на-
клонных плоскостях. Число наклонных диафрагм на единицу больше
числа наклонных плоскостей канатов.
Специфику висячих и особенно вантово-балочных конструкций со-
ставляет возникновение отрывающих балку жесткости опорных реакций,
часто весьма значительных. Неподвижные и подвижные опорные части
должны быть надежно заанкерены и иметь специфические конструкции,
воспринимающие отрывающие опорные реакции. Иногда для погаше-
ния отрывающих сил конец балки жесткости пригружают противовесом.
Элементы применяемых в висячих и вантовых мостах металлических
пилонов, схемы которых даны на рис. 30.2, могут быть следующих видов:
а) одиночные стержни: прокатные двутавры, сварные Н-образные
элементы, трубы. Применяются в автодорожных и городских мостах не-
больших пролетов и в трубопроводных и пешеходных мостах пролетами
менее 300 м;
б) составные стержни: два двутавра или две трубы, соединенные ре-
шеткой по фасаду моста (рис. 30.17,а). Применяются преимуществен-
но в трубопроводных большепролетных мостах;
в) ребристые коробчатые крупногабаритные элементы (рис. 30.17,
б) или оболочки (трубы) больших диаметров (до 3,2 м), образованные
на заводе металлоконструкций вальцовкой и сваркой листов. Применя-
ются в автодорожных и городских большепролетных мостах. Внутри та-
ких пилонов оборудуют лифт или лестницы для эксплуатации конст-
рукций.
Монтажные стыки элементов металлических пилонов применяют трех
видов: а) на высокопрочных болтах без приторцовки, с выверкой геоме-
трии в ходе монтажа; б) сварные стыковыми швами, также с выверкой
геометрии в ходе монтажа; в) с приторцовкой фрезерованных торцов и
конструктивными накладками на высокопрочных болтах.
В подавляющем большинстве случаев стойки пилона максимально
жестко защемляют в конструкции железобетонной опоры или металли-
ческой балки жесткости, Шарниры, необходимые в случаях монтажа
458
Рис. 30.16. Узлы крепления ванты к коробчатому элементу балки жест-
кости
д —консольное (фр—фрагмент главной балки)? б—по оси коробчатого элемента?
/ — канатная втулка; 2 — опорная диафрагма; 3 — наклонная диафрагма; 4 — опор-
ные консоли; 5 — опорные плиты; б — направляющие устройство
29*
459
Рис. 30.17. Конструкции стоек пилонов
а — в виде составного стержня; б — в виде ребристого коробчатого элемента
подъемом пилона, собранного в горизонтальном положении, перед на-
чалом эксплуатации обычно заглушают или демонтируют.
Кабели висячих мостов и ванты вантовых мостов опирают на непо-
движно укрепленные на пилонах опорные седла. При этом все или боль-
шая часть витых канатов, составляющих кабель или ванты, не прерыва-
ются над пилоном и переходят из одного пролета в другой (или в оттяж-
ку). Натяжением высокопрочных болтов раздельные канаты (рис.
30.18,а, б) или компактный пучок канатов (рис. 30.18, в) прикрепляют
прижимными планками к опорному седлу, чем и обеспечивается непод-
вижность кабеля или вант относительно пилона. Чтобы предупредить
появление в защемленных стойках пилона чрезмерных изгибающих мо-
ментов при деформациях конструкций, ширина стоек по фасаду моста
не должна быть больше 1/25—1/35 их высоты.
Опорное седло должно обеспечивать перегиб канатов по круговой
кривой радиусом не менее 30 4К при закрытых канатах и 15 dK при кана-
460
05
3200
Рис. 30.18. Узлы опирания вант и кабеля на пилон (см. стр. 461—462).
а — вантово-балочного моста с вантами из раздельных канатов; б — трубопроводного висячего мо-
ста с кабелем из раздельных канатов; д — висячего моста с кабелем в виде компактного пучка
канатов
1 — канатные втулки; 2 — прижимные плиты; 3 — анкерные балки для крепления канатов; 4 — ди-
станционный канат; 5 — наклонная подвеска; б — прижимные полухомуты; 7 — резиновая про-
кладка; $ — вкладыши из алюминиевого сплава
тах двойной свивки. При использовании канатов (пучков) из парал-
лельных проволок требуется формирование криволинейного участка пуч-
ка при его изготовлении на заводе или полигоне. Поскольку это сложно,
пучки параллельных проволок на пилонах обычно прерывают и снабжа-
ют канатными втулками, закрепляемыми в соответственно законструи-
рованных узлах пилона,
462
Рис. 30.19.
Анкерная
опора грави-
тационного
типа
1 —- массив
опоры; 2 — от-
тяжка 3 —
трубы для
пропуска ка-
натов Через
массив опоры;
1—напрабЛя*
ющее устрой-
ство; 5 бал-
ка жесткости;
6—береговой
пролет
Рис. 30.20.
Автодо-
рожный ВИ-
СЯЧИЙ стале-
железобе-
тонный мост
Рис. 30.21. Трубопроводный висячий мост через р. Днепр
При различном числе витых канатов в высокопрочном элементе сле-
ва и справа от пилона добавляемые витые канаты также закрепляют на
пилоне канатными втулками, которые либо упираются в специальные
траверсы (см. рис. 30.18, а), либо снабжаются проушинами и прикреп-
ляются к фасонкам пилонного узла штырями-шарнирами (см. рис.
30.18, б). Последним способом прикрепляют к пилону также дистанци-
онные канаты (рис. 30.18, б).
Для передачи на грунт распора в распорных висячих и вантовых
мостах используют чаще всего анкерные опоры гравитационного типа,
в некоторых случаях плитные анкеры или скальные анкеры. Пример ан-
керной опоры гравитационного типа и размещения в ее камерах анкер-
но-натяжных устройств приведен на рис. 30.19. В плитных анкерах ис-
пользуют отпор (пассивное давление) грунта; в скальных анкерах ис-
пользуют сопротивление скалыванию скальных пород.
463
Рассмотрим несколько конкретных примеров конструкций висячих
и вантовых мостов.
В ЦНИИпроектстальконструкции в 1976—1977 гг. разработан про-
ект висячих мостов пролетами 126 (рис. 30.20) и 147 м для повторного
применения на автомобильных дорогах IV категории преимущественно
в горных районах (при сейсмичности до 9 баллов). Несколько анало-
гичных мостов пролетами 91 и 105 м построено в Киргизии.
Основной является простая комбинированная схема с двумя верти-
кальными висячими фермами и балкой
жесткости, состоящей из двух
сварных двутавров, объединен-
ных с железобетонной плитой
проезжей части (см. рис.
30.13,а). Для пролета 147 м
предусмотрена возможность
применения схемы повышен-
ной жесткости согласно рис.
30.3, г. В уровне нижних поя-
сов балки жесткости — про-
дольные связи. Монтажные
соединения — на высокопроч-
ных болтах. Пилоны — метал-
лические в виде портала с на-
клонными стойками.
Для пролетов 126 и 147 м
стрелка кабеля составляет
1/9,4 пролета, высота двутав-
ров балки жесткости 1,6 м
(или 1,4 м при схеме повышен-
ной жесткости). Кабель каж-
дой фермы выполнен в виде
компактного пучка из 13 сталь-
ных канатов диаметром 60 или
65 мм. Подвески — согласно
рис. 30.14, а. Расход стали от
0,32 до 0,34 т/м2.
1625
Рис. 30.22. Висячий мост Хамбер
464
В 1978 г. по проекту ЦНИИпроектстальконструкции на пересечении
аммиакопровода Тольятти-Одесса с Днепром возведен трубопроводный
висячий мост с рекордным для этого вида мостов пролетом 720 м (рис.
30.21). Трубопроводный мост аналогичной конструкции пролетом 660 м
построен через р. Амударью.
Конструкция состоит из двух вертикальных висячих ферм с наклон-
ными подвесками, решетчатой балки жесткости (высота 1/300 пролета,
см. рис. 30.13, в) и предварительно напряженной горизонтальной ветро-
вой системы в виде двух ветровых кабелей, прикрепленных к балке жест-
кости в середине пролета, связанных по длине с кабелем и балкой жест-
кости наклонными и горизонтальными оттяжками и заанкеренных на
берегах. Пространственное объединение вертикальной и горизонтальной
систем в 1,5 раза увеличивает вертикальную жесткость и уменьшает
частоты собственных вертикальных и горизонтальных колебаний, что
значительно повышает аэродинамическую устойчивость.
На мосту через Днепр каждый несущий кабель (раздельной конст-
рукции) согласно рис. 30.11, а состоит из шести закрытых стальных ка-
натов диаметром 71,5 мм, расположенных в один горизонтальный ряд.
Каждый ветровой кабель—из трех таких же канатов, наклонные подвес-
ки—из одного каната двойной свивки диаметром 39,5 мм, оттяжки—диа-
метром 25,5 мм. Опирание несущего кабеля на пилон согласно рис.
30.18,6, анкерно-натяжное устройство — нониусного типа (см. рис.
30.10). Пилоны — металлические А-образной схемы, конструкция ног—
согласно рис. 30.17, а.
После подъема пилонов (поворотом) и несущих кабелей верхние уз-
лы ферм навешивали на кабели вблизи пилона, соединяли дистанцион-
ными канатами и надвигали по кабелю в пролет. Блоки балки жесткос-
ти подавали на баржах, поднимали полиспастами и соединяли фланце-
выми стыками на высокопрочных болтах. Продолжительность монтажа
И мес. Расход стали, включая пилоны и анкерные устройства, 1750 т,
в том числе 655 т канатных элементов.
Наибольший в мире пролет 1410 м имеет висячий мост через устье
р. Хамбер (Великобритания), законченный строительством в 1981 г.
Мост трехпролетный, несимметричный (рис. 30.22), имеет две вертикаль-
ные висячие фермы с наклонными подвесками. Балка жесткости — ко-
робчатая, обтекаемая высотой 4,5 м (1/313 длины пролета). Все мон-
тажные соединения — сварные. Пилоны — железобетонные портальные,
каждый состоит из двух стоек и четырех ригелей. Оба кабеля образова-
ны из параллельных проволок прядением в пролете. Каждый кабель со-
стоит из 15 000 оцинкованных проволок диаметром 5 мм, каждая про-
волока имеет разрывное усилие 30 кН. Аналогичную конструкцию име-
ют также висячие мосты несколько меньших пролетов: через р. Северн
в Великобритании (1966 г., поперечное сечение балки жесткости пред-
ставлено на рис.30.13, е) и через Босфорский пролив в Турции (1973 г).
7ЙЯ15ГГ
Рис. 30.23. Вантово-балочный мост через р. Шексну в Череповце
465
Схема вацтово-балочного моста через р. Шексну в Череповце, закон-
ченного строительством в 1979 г„ представлена на рис. 30.23. Главными
особенностями этого моста являются: балка жесткости из коробчатых
элементов цельноперевозимого поперечного сечения и ортотропной пли-
ты (см. рис. 30.13, г), новая конструкция вант согласно рис. 30.11, в из
раздельных закрытых стальных канатов диаметром 71,5 мм, консольное
крепление вант к балке жесткости (см. рис. 30.16, а). Пилон металли-
ческий, А-образной схемы, конструкция ног — согласно рис. 30.17, б.
Опирание вант на пилон — согласно рис. 30.18, а. Масса металлических
конструкций вантовой части моста длиной 452,5 м—7183 т (включая
пилон), в том числе стальных канатов — 538 т.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Баренбойм И. Ю. и др. Индустриальное строительство мостов. Киев, Будивель-
ник, 1978.
2. Вольмир А. С. Оболочки в потоке жидкости и газа. Задачи аэроупругости. М.,
Наука, 1976.
3. Вольмир А. С. Оболочки в потоке жидкости и газа. Задачи гидродинамики. М.,
Наука, 1979,
4. Гибшман Е. Е. Проектирование металлических мостов. М., Транспорт, 1969.
5. Гибшман М. Е. Проектирование транспортных сооружений. М., Транспорт, 1980.
6. Евграфов Г. К. Стальные мосты. — В кн.: Евграфов Г. К. и Богданов Н. Н.
Проектирование мостов. М., Транспорт, 1966.
7. Ильясевич С. А. Металлические коробчатые мосты. М., Транспорт, 1970.
8. Казакевич М. И. Аэродинамическая устойчивость надземных и висячих трубо-
проводов. М., Недра, 1977.
9. Качурин В. К., Брагин А. В., Ерунов Б. Г. Проектирование висячих и вантовых
мостов./Под общ. ред. В. К. Качурина, М., Транспорт, 1971.
10. Киреенко В. И. Вантовые мосты. Киев, Будивельник, 1967.
11. Киреенко В. И. и др. Висячие трубопроводные переходы. Киев, Будивельник,
1968.
12. Кирсанов Н. М. Висячие системы повышенной жесткости. М., Стройиздат, 1973.
13. Кравцов М. М. Прием использования линейных моделей для деформационного
расчета стержневых систем методом перемещений. Реф. информ. Проектирование ме-
таллических конструкций. Серия УП./ЦИНИС Союзметаллостройниипроект, М., 1973,
№4 (45).
14. Лейтес С. Д. Справочник по определению свободных длин элементов стальных
конструкций (пособие для проектирования)./Проектстальконструкция, М., 1967.
15. Моффатт К. Р., Доулинг П. Т. Запаздывание сдвига при изгибе стальных мо-
стовых балок коробчатого сечения. Экспрессинформ. Искусственные сооружения на
автомобильных дорогах. 1976, № 27 и № 28.
16. Поливанов Н. И. Проектирование и расчет железобетонных и металлических
автодорожных мостов. М., Транспорт, 1970.
17. Потапкин А. А. Теория и расчет стальных и сталежелезобетонных мостов с уче-
том нелинейных и пластических деформаций. Труды/ВНИИтранспортного строительст-
ва, вып. 84, М., Транспорт, 1972.
18. Протасов К. Г. и др. Металлические мосты. М. Транспорт, 1973.
19. Пунин А. Л. Архитектура современных зарубежных мостов. Л., Стройиздат,
1974.
20. Руководство по расчету зданий и сооружений на действие ветра. ЦНИИСК
им. Кучеренко. М., Стройиздат, 1978.
466
21. Слоним Э. Я. Висячие и вантовые мосты. — В сб,: Материалы по металличе-
ским конструкциям. М., Стройиздат, 1973.
22. СНиП П-6-74, Нагрузки и воздействия. М., Стройиздат, 1976.
23, Соловьев Г. П. Организация работ по строительству мостов. М., Транспорт,
1978.
24. Справочник по динамике сооружений./Под ред. Б, Г. Коренева и И. М. Рабино-
вича. М., Стройиздат, 1972.
25. Справочник проектировщика промышленных, жилых и общественных зданий и
сооружений. Расчетно-теоретический./Под ред. А. А. Уманского. Изд, 2, кн. 2, разд. 17,
с. 186—269, разд. 20, с. 339—370, М., Стройиздат.
26. Стрелецкий Н. Н. Сталежелезобетонные пролетные строения мостов, М., Транс-
порт, 1981.
27. Стрелецкий Н. С. Конструкции пролетных строений мостов. — В кн.: Металли-
ческие конструкции. Специальный курс. М.» Стройиздат, 1965.
28. Фридкин В. М. Об одном способе построения итерационного процесса решения
систем нелинейных уравнений, характеризующих деформации конструкций. Реф. ин-
форм. Проектирование металлических конструкций. Серия VII/ЦИНИС Союзметал-
лостройниицроект. М., 1973, Ns 4 (45).
29. Фридкин В. М., Морозова С. Ф. Об одном подходе к решению нелинейных за-
дач статики висячих и комбинированных конструкций. Реф. информ. Проектирование
металлических конструкций. Серия XVII/ЦИНИС Союзметаллостройниипроект. М.,
1977, №5 (71),
30. Чернов Н. Л., Стрелецкий Н. Н., Любаров Б, И. К расчету элементов стальных
и сталежелезобетонных конструкций по предельным пластическим деформациям. Пром,
стр-во, 1979, Ns 5.
ОГЛАВЛЕНИЕ
Стр.
Предисловие ................... 3
Раздел I. Предварительно-напряженные металлические конструкции . . . 4
Глава 1. Цели и основные идеи предварительного напряжения металлических
конструкций............................................................• 4
Глава 2. Стержни, предварительно-напряженные затяжками, работающие на
растяжение, центральное и внецентренное сжатие .............................. 9
§ 1. Конструктивные решения стержней, работающих на растяжение . . 9
§ 2. Материалы и конструкция затяжек и других высокопрочных растянутых
элементов ............................................................... Ю
§ 3. Работа и расчет стержней, работающих на растяжение ..... 15
§ 4. Учет падения усилия в ветвях затяжек от релаксации и последователь-
ного их напряжения .......................................................1®
§ 5. Конструкция и расчет центрально сжатых стержней.................... 1®
§ 6. Внецентренно-сжатые стержни ..................................... 22
Глава 3. Балки и балочные системы ..................................... • 26
§ 1. Балки, предварительно-напряженные затяжками..........................26
1. Конструктивные решения ..............................................26
2. Расчет балок....................................................... 29
3. Проверка жесткости................................................. 35
4. Работа балок с учетом пластических деформаций........................3®
5. Примеры применения балок, предварительно-напряженных затяжками . 40
§ 2. Составные балки, предварительно напрягаемые упругими деформациями
отдельных элементов..................................................... 43
Глава 4. Фермы, предварительно напряженные затяжками ...... 48
§ 1. Конструктивные решения...............................................48
§ 2. Статический расчет и подбор сечения ферм ............................52
§ 3. Фермы с многоступенчатым предварительным напряжением .... 54
§ 4. Примеры ферменных конструкций........................................5®
Глава 5. Панельные и блочно-балочные конструкции с тонколистовыми предва-
рительно-напряженными обшивками . , . . . ....... . 62
§ 1. Особенности работы . ..................... 62
§ 2. Панели покрытия зданий..............................................63
§ 3. Блочно-балочные конструкции покрытий с предварительно-напряженны-
ми обшивками......................................................67
1. Компоновочно-конструктивные решения .......................... • 67
2. Особенности работы и расчета....................................» 71
3. Примеры применения.................................................... 76
Глава 6. Предварительно-напряженные статически неопределимые конструкции 82
§ 1. Общие положения.....................................................®2
§ 2. Неразрезные балки, предварительно-напряженные затяжками ... 83
§ 3. Неразрезные балки и фермы, предварительно-напряженные смещением
опор................................................................... 85
1. Особенности работы и расчет .............................................85
2. Примеры проектирования двухпролетных предварительно-напряженных
балок смещением опор...............................................87
§ 4. Предварительное напряжение перекрестных балок и структурных систем 89
1. Структурные конструкции..........................................91
2. Примеры предварительно-напряженных структурных конструкций . . 93
§ 5. Рамные конструкции....................................................94
1. Конструктивные схемы и способы создания предварительного напряжения 94
2. Примеры проектирования и исследования .........................97
§ 6. Арочные конструкции............................... 105
Глава 7. Предварительно-напряженные листовые конструкции ..... 106
§ 1. Конструктивные решения и область применения.............................106
§ 2. Работа и расчет предварительно-напряженных цилиндрических оболочек 107
§ 3. Проверка устойчивости оболочки..........................................109
§ 4. Оптимальные параметры предварительно-напряженного вертикального ци-
линдрического резервуара * . .........................................,.110
468
Стр.
§ 5. Опытное проектирование .........................................
Список литературы ................................. . ..............
Раздел II. Строительные конструкции из алюминиевых сплавов .....
Глава 8. Общая характеристика алюминиевых конструкций ..................
§ 1. Особенности конструкций из алюминиевых сплавов..................
§ 2. Области применения....................
Глава 9. Материалы алюминиевых конструкций .............................
§ 1. Общие сведения об алюминии и сплавах на его основе..............
§ 2. Классификация, состав и маркировка алюминиевых сплавов
§ 3. Влияние обработки на показатели механических свойств . . . «
§ 4. Влияние температуры на показатели физико-механических свойств . .
§ 5. Основные сведения о полуфабрикатах. Сортамент [3, 5, 6] ....
Г лава 10. Особенности конструирования и расчета элементов алюминиевых
конструкций ....... ...... .................
§ 1. Нормы проектирования ............................. . , . .
§ 2. Расчет элементов конструкций....................................
1. Центрально-растянутые и центрально-сжатые элементы . . . . .
2. Элементы, работающие на поперечный изгиб (балки) ......
3. Внецентренно-растянутые и внецентренно-сжатые элементы ....
§ 3. Обеспечение местной устойчивости стенок и полок стержней
1. Стенки балок . . ........................................
2. Стенки центрально-сжатых стержней................................
3. Стенки внецентренно-сжатых стержней . ........................
4. Сжатые полки стержней ..........................................
Глава 11. Соединения алюминиевых конструкций ........
§ 1. Сварные соединения . ...................................
1. Способы сварки..............................................
2. Расчет сварных соединений........................
§ 2. Заклепочные и болтовые соединения .........................
1. Заклепочные соединения...........................
2. Болтовые соединения.........................................
3. Расчет заклепочных и болтовых соединений .......
§ 3. Прочие виды соединений.....................................
1. Паянные соединения..........................................
2. Соединения на самонарезающих болтах и винтах................
3. Клеевые и клееметаллические соединения......................
Глава 12. Особенности проектирования алюминиевых конструкций
§ 1. Общие указания .......................................
§ 2. Несущие конструкции .......................................
§ 3. Конструкции, совмещающие несущие и ограждающие функции
1. Панели......................................................
2. Блочные конструкции с предварительно-напряженными обшивками
3. Пространственные конструкции................................
4. Емкости.............................................
§ 4. Ограждающие конструкции...............................
§ 5. Защита конструкций от коррозии.............................
Список литературы ..............
Раздел III. Висячие покрытия...............................
Глава 13. Основные положения проектирования висячих покрытий
§ 1. Характеристика висячих покрытий.................
§ 2. Особенности нагрузок на висячие покрытия...................
§ 3. Особенности материалов, применяемых для несущих конструкций вися
чих покрытий.....................................................
§ 4. Особенности работы пролетных несущих систем висячих покрытий
§ 5. Особенности расчетов элементов несущих систем висячих покрытий
гибкими нитями..................................о...............
§ 6. Особенности опорных конструкций висячих покрытий ....
111
114
115
115
115
120
121
121
124
126
127
128
133
130
132
132
133
134
135
136
137
138
138
139
140
140
141
143
143
145
145
146
146
147
147
147
147
149
156
156
161
162
163
164
165
167
168
168
168
170
173
175
178
187
469
Стр.
Глава 14. Однопоясные висячие покрытия и мембраны..........................192
§ 1. Однопоясные покрытия с железобетонными плитами.....................192
1. Компоновка и работа покрытий .......................................193
2. Расчет покрытий................................................... 198
3. Конструктивное оформление......................................... 198
§ 2. Металлические висячие оболочки-мембраны............................201
1. Общие свойства металлических мембран................................201
2. Цилиндрические мембраны.............................................203
3. Провисающие мембраны и' оболочки вращения...........................205
4. Седловидные мембраны......................................... . 212
5. Шатровые мембраны . ......................................215
6. Конструктивные решения................................. ....... 221
Глава 15. Покрытия растянутыми изгибно-жесткими элементами .... 221
§ 1. Примеры покрытий................................................. 222
§ 2. Компоновка покрытий.............................................. 224
§ 3. Работа растянутых изгибно-жестких элементов........................225
§ 4. Расчет изгибно-жестких нитей . ................................226
§ 5. Конструктивные решения ............................................232
Глава 16. Покрытия двухпоясными системами и тросовыми фермами . . , 232
Общая характеристика систем................................................232
§ 1. Двухпоясные предварительно-напряженные системы ...... 233
1. Примеры покрытий....................................................233
2. Компоновка и работа несущих систем ................................235
3. Основы расчета.....................................................238
4. Конструктивные решения.............................................243
§ 2. Тросовые предварительно-напряженные фермы........................ 243
Глава 17. Покрытия седловидными напряженными сетками.......................245
1. Примеры покрытий.................................................. 246
2. Компоновка и работа несущих систем.................................248
3. Основы расчета.....................................................251
4. Конструктивные решения........................................... 256
Списоклитературы...........................................................257
Раздел IV. Металлические конструкции многоэтажных зданий...................258
Глава 18. Общие вопросы проектирования многоэтажных зданий.................258
§ 1. Предпосылки строительства и область применения многоэтажных зданий 258
§ 2. Краткий обзор строительства многоэтажных зданий...............258
§ 3. Требования к многоэтажным зданиям и их учет при проектировании . 261
1. Объемно-планировочное решение..................................261
2. Архитектурно-художественное решение...........................263
3. Конструктивное решение . 264
4. Экономические требования......................................268
Глава 19. Основные положения проектирования стальных конструкций много-
этажного здания............................................................269
§ 1. Последовательность проектирования, учет требований экономичности, тех-
нологичности изготовления и монтажа................................ • 269
§ 2. Выбор материала несущих конструкций...............................270
§ 3. Нагрузки и воздействия.............................................271
1. Постоянные нагрузки . ...........................................271
2. Временные нагрузки..................................................273
§ 4. Особенности расчета конструкций многоэтажных зданий по предельным
состояниям . 278
1. Первая группа предельных состояний.............................. 279
2. Вторая группа предельных состояний ................................279
§ 5. Учет требований к огнестойкости и коррозионной стойкости стальных
конструкций............................................................281
Глава 20. Классификация и компоновка конструктивных систем многоэтажных
зданий.....................................................................281
§ 1. Классификация конструктивных систем и особенности их работы . . 281
1. Классификация.................................................... 281
470
Стр.
2. Рамные системы......................................................282
3. Связевые системы....................................................283
4. Рамно-связевые системы..............................................285
5. Разновидности систем................................................288
6. Область применения различных систем............................... 290
§ 2. Содержание и принципы компоновки конструктивных систем .... 290
§ 3. Компоновка конструктивной системы в плане..................... . 291
1. Размещение связевых конструкций.....................................292
2. Сетка колонн...................................................... 293
3. Компоновка перекрытий ..............................................294
§ 4. Компоновка конструкций по высоте здания.............................295
Глава 21. Особенности конструирования элементов и узлов стальных каркасов
многоэтажных зданий.........................................................299
§ 1. Конструктивные элементы каркаса ....................................299
1. Колонны........................................................... 299
2. Балки и ригели .....................................................300
3. Элементы связевых конструкций.......................................301
4. Размещение стыков...................................................302
§ 2. Основные узлы каркаса ..............................................303
1. Стыки колонн . 303
2. Базы колонн ...................................................... 305
3. Прикрепление балок к колоннам.......................................306
4. Прикрепление раскосов вертикальных связей к колоннам и балкам . . 315
Глава 22. Особенности расчета несущих конструкций многоэтажных зданий , . 316
§ 1. Особенности расчета рамных систем...................................316
1. Выбор соотношения жесткостей ..................................... 316
2. Приближенный расчет рамных систем на вертикальные нагрузки . . 317
3. Приближенный расчет рамных систем на горизонтальные нагрузки . . 319
4. Перемещения рамной системы от горизонтальной нагрузки .... 324
5. О расчете по деформированной схеме................................ 325
§ 2. Особенности расчета связевых и рамно-связевых систем ..... 327
1. Особенности расчета колонн..........................................328
2. Особенности расчета ригелей и балок перекрытий......................328
3. Особенности расчета стальных связевых конструкций...................329
4. Распределение горизонтальной нагрузки в связевой системе .... 331
5. О распределении нагрузок в рамно-связевой системе...................334
§ 3. Учет условий возведения зданий при расчете конструкций .... 334
Списоклитературы . ............................................. . . . 335
Раздел V. Пролетные строения мостов....................................... 336
Глава 23. Особенности металлических мостов и их место в металлостроительстве
и мостостроении........................................................... 336
§ 1. Основные этапы развития металлических мостов........................336
§ 2. Виды современных металлических мостов...............................337
§ 3. Части пролетных строений и виды мостового полотна ..... 339
§ 4. Место металлических мостов в мостостроении и металлостроительстве . 342
§ 5. Основные понятия о мостовом переходе и опорах металлических мостов 344
Глава 24. Особенности норм проектирования и общих методов расчета металли-
ческих пролетных строений...................................................346
§ 1. Нагрузки и габариты.................................................346
§ 2. Стали, применяемые в металлических мостах...........................348
§ 3. Расчетные модели, этапы расчетов и особенности определения усилий и
напряжений ...................................................... . 351
§ 4. Особенности норм проверок конструкций по предельным состояниям . 355
§ 5. Конструктивные особенности и соединения.............................358
Глава 25. Сплошностенчатые сталежелезобетонные пролетные строения . , . 360
§ 1. Принципы работы и общая компоновка сталежелезобетонных пролетных
строений .................................................... ........ 360
§ 2. Расчеты сталежелезобетонных мостовых конструкций....................364
§ 3. Объединение железобетонных и стальных частей для совместной работы 371
§ 4. Конструкции автодорожных и городских пролетных строений . . . 374
471
Стр.
§ 5. Конструкции железнодорожных пролетных строений ...... 380
Глава 26. Сплоишостенчатые пролетные строения со стальной ортотропной про-
езжей частью . .......................................................383
§ 1. Принципы работы, общая компоновка и условия применения .... 383
§ 2. Конструкции стальных ортотропных плит ......... 384
§ 3. Расчеты ортотропных плит и пролетных строений с ортотропными плитами 387
§ 4. Конструкции пролетных строений..................................392
Глава 27. Сплоишостенчатые пролетные строения с расчлененным мостовым по-
лотном ............... ...... 398
§ 1. Железнодорожные пролетные строения............................ 398
§ 2. Автодорожные пролетные строения.................................400
Глава 28. Сквозные и комбинированные балочные пролетные строения . . . 403
§ 1. Принципы работы, компоновка и конструкции элементов.............403
§ 2. Расчеты пролетных строений и их элементов.......................408
§ 3. Конструкции железнодорожных пролетных строений . . . 410
§ 4. Конструкции автодорожных и городских пролетных строений . . . 418
Глава 29. Распорные арочные мосты ......................................425
§ 1. Принципы работы, условия применения, компоновка, особенности расчетов 425
§ 2. Конструкции мостов с гибкими арками .......................... 429
§ 3. Конструкции мостов с жесткими арками........................ . 431
Глава 30. Висячие и вантовые мосты......................................434
§ 1. Принципиальные положения и условия применения 434
§ 2. Схемы и компоновка висячих мостов...............................437
§ 3. Схемы и компоновка вантовых мостов..............................441
§ 4. Особенности расчетов висячих и вантовых мостов..................444
§ 5. Конструкции висячих и вантовых мостов . 451
Список литературы « • . . . • . « • -..................466
Евгений Иванович Беленя, Николай Николаевич Стрелецкий, Георгий Станиславович Ве&еников,
Леонид Васильевич Клепиков, Тарас Николаевич Морачевский
МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ КОНСТРУКЦИИ
СПЕЦИАЛЬНЫЙ КУРС
Редакция литературы по строительным материалам и конструкциям
Зав. редакцией П. И. Филимонов
Редактор А. В. Болотина
Технический редактор В. Д. Павлова
Корректор Л. П. Бирюкова
ИБ № 1911
Сдано в набор 17.03.82. Подписано в печать 17.08.82. Формат 70X108Vie Д. л. Бумага тип. № 2.
Гарнитура «Литературная*. Печать высокая. Усл. печ. л. 41,3. Уел. кр.-отт. 41Д Уч.-изд. л. 41,33.
Тираж 80 000 экз. Изд. № AI—7272. Зак. № 59. Цена 1 р. 90 к.
Стройиздат, Москва, 101442, Каляевская ул., 23а
Владимирская типография «Союзполиграфпрома» при Государственном комитете СССР
по делам издательств, полиграфии и книжной торговли
600000, г. Владимир, Октябрьский проспект» д. 7