Автор: Кудзис А.П.
Теги: cтроительная механика графический и аналитический методы статики для исследования и расчета строительных конструкций строительство железобетонные конструкции каменные конструкции
ISBN: 5-06-000160-1
Год: 1989
Текст
а.п.кудзис ЖЕЛЕЗО-
БЕТОННЫЕ
И КАМЕННЫЕ
КОНСТРУКЦИИ
Конструкции
промышленных
и гражданских
зданий
и сооружений
—
u-’>V r/’iJpJiM*
J J
--------------
. V '»* >1
Сканировал
Лукин А. О.
ап. кудзис ЖЕЛЕЗО-
БЕТОННЫЕ
И КАМЕННЫЕ
КОНСТРУКЦИИ
В 2 ЧАСТЯХ
Часть 2
Конструкции
промышленных
и гражданских
зданий
и сооружений
Допущено
Государственным комитетом СССР
по народному образованию
в качестве учебника для студентов
высших учебных заведений
по специальности «Промышленное
и гражданское строительство»
(Й)
Москва
«Высшая школа» 1989
ББК 38.5
К 88
УДК 624.04
Рецензент ы; кафедра «Железобетонные и каменные конструк-
ции» Всесоюзного заочного инженерно-строительного института
(зав. кафедрой д-р техн, наук, проф. В. М. Бондаренко); д-р
техн, наук, проф. Н. Н. Попов (Московский инженерно-строи-
тельный ин-т им. В. В. Куйбышева).
Кудзис А. П.
К 88 Железобетонные и каменные конструкции:
Учеб, для строит, спец, вузов. В 2-х частях. Ч. 2.
Конструкции промышленных и гражданских зда-
ний и сооружений.— М.: Высш, шк., 1989.— 264 с.:
ил.
ISBN 5-06-000160-1(4.2)
В учебнике на высоком уровне современной науки н техники
приведены основы проектирования сборных и монолитных конструкций,
а также рассмотрены принципы их изготовления и возведения. Большое
внимание уделено вопросам расчета и конструирования фундаментов.
к 3305000000(4309000000)—313 g9
001(01)—89 ~
ББК 38.5
6С4
Учебное издание
Кудзис Антанас Пранович
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ И КАМЕННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
В 2-х частях
ЧАСТЬ 2. КОНСТРУКЦИИ ПРОМЫШЛЕННЫХ
И ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
Зав. редакцией Б. А. Ягупов. Редактор Л. К. Олейник. Мл. ре-
дактор О. С. Смотрина. Художественный редактор М. Г. Миц-
кевич. Художник В. Н. Хомяков. Технический редактор Г. А. Фе-
тисова. Корректор Г. А. Чечеткина.
ИБ № 8023
Изд. № СТР—562. Сдано в набор 26.10.88. Подл, в печать 17.04.89.
Формат 60х88*/,6. Бум. кн.-журн. Гарнитура Таймс. Печать офсетная.
Объем 16,17 усл. печ. л.+0,25 усл. печ. л. форзац 16,42 усл. кр.-отт.
16,68 уч.-нзд. л.+0,22 уч.-изд. л. форзац. Тираж 30000 экз. Зак. № 258.
Цена 90 коп.
Издательство «Высшая школа». 101430, Москва, ГСП-4, Неглинная ул.,
Д. 29/14.
Ордена Октябрьской Революции н ордена Трудового Красного Знамени
МПО «Первая Образцовая типография» Государственного комитета
СССР по делам издательств, полиграфии н книжной торговли. 113054,
Москва, Валовая, 28
ISBN 5-06-000160-1(4.2) (у Издательство «Высшая школа»,
ISBN 5-06-000495-3 1989
Предисловие
При изложении материала второй части учебни-
ка «Железобетонные и каменные конструкции» учитыва-
лось решение XXVII съезда КПСС по подготовке высоко-
квалифицированных инженеров широкого профиля, в том
числе обучающихся по специальности «Промышленное
и гражданское строительство». Учебник составлен с уче-
том рекомендаций программы данной дисциплины, а так-
же новейших требований, предъявляемых к повышению
уровня индустриализации и качества конструкций зданий и
сооружений.
В данной части учебника приведены основы проектирова-
ния сборных и монолитных конструкций, а также рассмотре-
ны принципы их изготовления и возведения. При этом
указаны направления научно-технического прогресса в облас-
ти усовершенствования несущих конструкций зданий и
сооружений. Подробно рассмотрены железобетонные конст-
рукции плоских перекрытий, конструктивные решения карка-
сных многоэтажных и одноэтажных промышленных зданий, а
также гражданских каркасных зданий и бескаркасных зданий
со стенами из крупных панелей, каменной кладки и монолит-
ного бетона.
Большое внимание уделено вопросам конструирования
и возведения фундаментов. Имея в виду, что всем инже-
нерам-строителям приходится встречаться с проблемами
фундаментостроения, в учебнике приведены конструкции
фундаментов мелкого и глубокого заложения, свайных
фундаментов, а также фундаменты сооружений башенного
типа и под оборудование. Даны принципы расчета усилий
фундаментов с учетом совместной работы основания, фунда-
ментов и надфундаментной конструкции здания или соору-
жения.
При изложении материала тонкостенных пространст-
венных конструкций рассмотрены прогрессивные сбор-
ные оболочки и складки, которые целесообразно приме-
нять в массовом строительстве общественных и промыш-
3
ленных зданий. Подробно рассмотрены конструкции сбор-
ных и монолитных инженерных сооружений разного на-
значения. Приведены новейшие требования к конструк-
циям, эксплуатируемым в условиях агрессивной среды,
высоких или низких температур и в сейсмических райо-
нах. В конце книги изложены способы восстановления,
разгрузки и усиления железобетонных и каменных конст-
рукций.
Учебник написан заведующим кафедрой железобетонных
конструкций Вильнюсского инженерно-строительного инсти-
тута, членом-корреспондентом Академии наук ЛитССР,
д-ром техн, наук, проф. А. П. Кудзисом.
Автор приносит глубокую благодарность рецензентам
учебника: сотрудникам кафедры железобетонных и каменных
конструкций ВЗИСИ (зав. кафедрой д-ру техн, наук, проф.
В. М. Бондаренко) и д-ру техн, наук, проф. Н. Н. Попову за
ценные рекомендации по улучшению учебника.
Автор
ГЛАВА Принципы
проектирования
железобетонных
и каменных
конструкций
1.1 . Общие рекомендации
и система автоматизированного
проектирования
Выбор конструктивного решения. Для железобетонных
и каменных конструкций требуется применять эффективные
строительные материалы, соблюдать требования по их экономи-
ческому расходованию, а также полностью использовать физико-
механические свойства бетона, кладки и арматуры.
В строительстве рекомендуется применять эффективные инду-
стриальные конструкции, позволяющие выполнять строительно-
монтажные работы при наименьших трудовых, материальных,
денежных и энергетических затратах, расходуемых на предприяти-
ях и стройплощадке. Конструкции из монолитного железобетона,
возводимые с помощью современной крупногабаритной опалубки
или методом подъема перекрытий с применением механизирован-
ных способов подачи и укладки бетона, также относятся к
эффективным индустриальным конструкциям.
Бетонные и каменные элементы следует применять преимущес-
твенно в конструкциях, работающих на сжатие при небольших
5
эксцентриситетах приложения продольных сил. В таких случаях
прочность элементов обеспечивается бетоном и каменной кладкой
без применения продольной арматуры. . Изгибаемые бетонные
элементы допускается применять, если они лежат на сплошном
основании. При этом следует иметь в виду, что разрушение
несущих каменных и бетонных конструкций, как правило, носит
хрупкий характер и весьма часто без явных предварительных
признаков разрушения.
Проектирование конструкций зданий и сооружений, предназна-
ченных для работы в условиях агрессивной окружающей среды и
повышенной температуры, должно вестись с учетом применения
специальных строительных материалов, а также с учетом затрат
на ремонт, восстановление и усиление конструкций. Во всех
случаях должна быть обеспечена огнестойкость железобетонных,
бетонных и каменных конструкций.
Желательно при проектировании зданий и сооружений подо-
брать такие конструктивные решения, при которых может быть
использована несущая способность ограждающих элементов и
соблюдено минимальное количество типов изделий. При этом
следует учитывать технологичность изготовления, монтажа и
возведения конструкций. Конструктивные решения должны гаран-
тировать простоту и надежность сопряжений элементов, а также
самофиксацию сборных конструкций при их монтаже. Размеры
сборных конструкций следует назначать с учетом грузоподъемных
средств на заводе и стройплощадке, а также с учетом условий их
перевозки.
Предварительное напряжение элементов применяют в це-
лях снижения расхода материалов, повышения трещиностой-
кости, жесткости и прочности конструкций, а также обжа-
тия их стыков. Предпочтение отдается сборным предвари-
тельно напряженным крупногабаритным конструкциям, изго-
товляемым из высокопрочных бетонов и арматуры, а так-
же конструкциям из легких бетонов. При этом особое вни-
мание должно быть обращено на прочность и долговечность
соединений. Они должны обеспечить надежную передачу уси-
лий и хорошую связь стыкового бетона, раствора, полимер-
ной смолы и т. п. со стыкуемыми элементами. Исходя из усло-
вий повышения вероятности безопасности и эксплуатационной
пригодности в строительстве целесообразно применять изги-
баемые элементы таврового и двутаврового сечений. Это объ-
ясняется тем, что в таких сечениях плечо внутренних сил
изменяется в небольших пределах даже при большой изменчи-
вости сопротивления бетона.
Вопрос выбора рационального конструктивного решения зда-
ний и сооружений неотделим от подбора правильного сочетания
монолитного и сборного железобетона, а также каменной кладки.
Применение монолитного железобетона ведет к эффективному
6
повышению надежности конструкций, так как при этом сокраща-
ется число стыков и сопряжений, необходимых в системах из
сборных изделий. Число стыков в конструкции можно уменьшать
также путем увеличения размеров сборных элементов. Однако при
таком подходе следует иметь в виду, что надежность крупногаба-
ритных изделий несколько снижается. Например, при удлинении
сборных колонн малоэтажных каркасов количество их стыков
уменьшается, однако при этом повышается изменчивость сопро-
тивления по длине элементов. Кроме того, увеличивается опас-
ность повреждения колонн большой длины при их изготовлении,
транспортировке и монтаже.
В некоторых случаях рациональным конструктивным реше-
нием может оказаться такое, при котором предусмотрено пре-
кращение эксплуатации промышленного здания или сооружения
через сравнительно небольшой период времени и демонтаж
его конструкций. Такой подход к проектированию обусловли-
вается также тем фактом, что при сокращении срока службы
конструкций можно более точно оценивать и снижать временные
нагрузки.
При проектировании должны приниматься конструктивные
схемы, обеспечивающие прочность, устойчивость и пространствен-
ную' неизменяемость зданий и сооружений в целом, а также
отдельных конструкций на всех стадиях возведения и эксплуата-
ции. Расчетные схемы должны отвечать принятым конструктив-
ным решениям. По необходимости должны предусматриваться
временные крепления конструкций.
На рабочих чертежах или в пояснительной записке к ним
указывают расчетные схемы и усилия, нагрузки, классы и марки
бетонов, растворов и камней, а также требования о систематиче-
ском контроле их качества, вид, класс и марку арматуры, номер
технических условий на данный вид арматуры, номер государст-
венных стандартов, условия и нормативные документы по
сварным соединениям. Если требуется, то приводятся способы
антикоррозионной защиты и защиты конструкции от воздействия
высоких температур.
Для сборных элементов, кроме того, указывают наименьшие
размеры опорных участков, места для их захвата, требования о
нанесении меток (рисок) и маркировки (надписи), обеспечивающих
правильность положения элементов. Здесь же отмечают отпуск-
ную прочность бетона, массу сборного элемента, схемы испыта-
ния, величины нагрузок, прогибов и других контролируемых
величин.
Система автоматизированного проектирования. Современное
проектирование железобетонных и каменных конструкций основа-
но на режиме взаимодействия или диалога инженера с ЭВМ. При
таком подходе система проектирования состоит не из набора
программ, а включает ряд так называемых обеспечений: методи-
7
ческой (МеО),‘ математической (МаО), лингвистической (ЛО),
программной (ПО), информационной (ИО), технической (ТО)
и организационной (ОО). Данная система называется сис-
темой автоматизированного проектирования или просто
САПР.
Задачи САПР состоят в автоматизации всего процесса проекти-
рования от исходных расчетных данных и конструирования
конструкций до получения рабочих чертежей элементов. Однако
могут быть автоматизированы лишь проектные процессы, пред-
назначенные для расчета статически неопределимых, континуаль-
ных и других сложных конструкций.
Особенности САПР при проектировании несущих конструк-
ций заключаются в многообразии типов элементов и их внеш-
них воздействий, различии габаритов и расчетных схем, харак-
тере развития и перераспределения усилий и т. д. Кроме того,
качество конструкций оценивают не только по механическим,
техническим и экономическим, но и по эстетическим показателям.
Поэтому для программного (ПО) и информационного (ИО)
обеспечений САПР предъявляют требования по возможности
дополнения и исключения любых составных их частей без
переработки ПО и ИО.
Многие процедуры автоматизированного проектирования явля-
ются формальными, которые выполняют ЭВМ без вмешательства
проектировщика. При помощи формальных процедур проверяют-
ся прочность, трещиностойкость и жесткость конструкций, опреде-
ляется площадь сечения рабочей арматуры при заданных размерах
поперечного сечения элементов и т. п. Частичная творческая
деятельность проектировщика имеет место, если при этом
варьируются размеры элементов, принимаются решения о перехо-
де к новым классам арматуры и бетона и т. д. Творческая
деятельность инженера проявляется при решении задачи опти-
мального проектирования в условиях частичной или полной
неопределенности.
Степень участия проектировщика в автоматизированном про-
ектировании зависит от того, как выполняется процесс про-
ектирования: неразрывно на ЭВМ от начала до конца проект-
ного решения, с его дроблением на отдельные такты и с
использованием специальных средств (терминалов, дисплеев и
т. д.). Последний режим процесса проектирования применя-
ют на стадии создания технических решений, тогда как не-
разрывный режим используют при разработке рабочих чертежей
конструкций.
Входные данные проектирования представляю! в виде таблиц
специальной формы и вводят в ЭВМ при помощи транслятора.
В конце расчета, выполненного на ЭВМ. результирующая расчет-
ная информация выдается также в табличной форме. Та часть
результирующей информации, которая требуется для последующе-
8
го вычерчивания на графопостроителях
чертежей, записывается на магнитные
носители.
Процедуры конструирования эле-
ментов делятся на три группы. К
первой относятся формальные опе-
рации конструирования, требующие
многократного перерасчета конструк-
ции. Процедуры второй группы обес-
печивают автоматизацию операций под-
бора и расстановки арматуры в кон-
струкциях и т. п. Третья группа
процедур предназначена для провер-
ки нормативных ограничений конст-
руктивного и технологического харак-
тера.
Рис. 1.1. Температурно-оса-
дочный шов на парных колон-
нах:
/ —колонна; 2 — балка; 3 —
плита; 4 — рандбалка: 5—стена;
6- -фундамент: 7 —осадочный шов
1.2 Деформационные и осадочные швы
Деформационные швы. Под влиянием изменения тем-
пературы окружающей среды в железобетонных конструкциях и в
каменной кладке возникают деформации укорочения или удлине-
ния. Такие же деформации возникают вследствие усадки и
набухания бетона. При неравномерной осадке основания конструк-
ции получают деформации как в вертикальном, так и в
горизонтальном направлениях.
Если железобетонные и каменнще конструкции являются
сплошными и тем более представляют собой статически неопреде-
лимые системы, то от изменения температуры, усадочно-влаж-
ностных условий и от неравномерной осадки фундаментов в них
возникают дополнительные усилия. Они могут стать причиной не
только образования и развития нежелательных трещин, но и
разрушения элементов.
Чтобы предотвратить появление трещин и усилий недопусти-
мой величины, стены по длине разрезают вертикальными швами.
Такие швы в железобетонных каркасах осушествляют путем
устройства двойных колонн (рис. 1.1).
Расстояния между температурно-усадочными швами L должно
устанавливаться расчетом. Расчетная зимняя температура наруж-
ного воздуха td принимается как средняя температура воздуха
наиболее холодной пятидневки в зависимости от района строи-
тельства. Влажность воздуха окружающей среды определяется как
средняя относительная влажность наружного воздуха наиболее
жаркого месяца. Расчет можно не производить при расчетных
зимних температурах наружного воздуха выше 40J С, если
расстояния между деформационными швами не превышают
величин, приведенных в табл. 1.1. Однако предварительно напря-
9
Таблица 1.1. Наибольшие расстояния между температурно-усадочны-
ми швами, м
Вид конструкций При применении конструкций
в отапливае- мых здани- ях или в гру- нте в неотапли- ваемых зда- ниях на откры- том воз- духе
Бетонные: сборные 40 35 30
монолитные при конструктивном арми- ровании 30 25 20
монолитные без арматуры 20 15 10
Железобетонные: сборно-каркасные одноэтажные 72 60 48
сборные сплошные многоэтажные 60 50 40
сборно-монолитные и монолитные кар- касные 50 40 30
сборно-монолитные и монолитные сплош- ные 40 30 25
Каменные: из глиняного кирпича, природных камней и крупных бетонных блоков при td ниже— 20° С 60...120 40...80 30...60
то же, при td—20° С и выше 100...120 70... 140 50...100
из силикатного кирпича и бетонных кам- ней при td ниже — 20° С 40...60 30...40 20... 30
то же, при td—20° С и выше 50...100 35...70 25...50
Примечания, 1. Для зданий с железобетонным каркасом значения расстояния между
температурно-усадочными швами определены при отсутствии связей или при расположении их
в середине температурного блока. 2. Если расстояния между поперечными стенами в каменных
зданиях не превышают высоты здания и не более 20 м, то допускается увеличивать расстояния
между швами стен на 25%. 3. Нижняя граница расстояния между швами относится к каменной
кладке на растворе прочности R2^5 МПа, а верхняя—7?2<0,4 МПа.
женные конструкции, к которым предъявляются требования 1-й и
2-й категории трещиностойкости, подвергаются расчету во всех
случаях. Во всех случаях расстояния L должны быть не более 150
(120 м) и 90 м (72 м) для зданий из сборных и сборно-монолитных
или монолитных конструкций (в скобках приведены значения для
неотапливаемых зданий).
В каменных стенах, связанных с железобетонным или сталь-
ным каркасом, деформационные швы должны совпадать со швами
каркаса. В тех случаях, когда рекомендации табл. 1.1 не могут
быть соблюдены, на уровне междуэтажных перекрытий и в
междуцокольных поясах укладывается продольная арматура. Из
табл. 1.1 видно, что температурные отсеки зданий со стенами из
силикатного кирпича или бетонных камней имеют наименьшую
длину, чем со стенами из глиняного кирпича, для которых
коэффициент линейного расширения примерно в 2 раза меньше.
Расстояния между швами в крупнопанельных зданиях не должны
превышать 80 м.
10
Осадочные швы. Они разрезают стены и каркас (включая их
фундаменты) при сопряжении участков здания, расположенных на
разнородных грунтах или фундаментах различного типа. Такие
швы устраивают также при пристройке конструкций к существую-
щим зданиям или при значительной разнице в высотах отдельных
частей зданий и сооружений, превышающей 10 м. Осадочные швы
служат одновременно и температурно-усадочными швами зданий.
Если температурно-усадочные швы не нужны, то вместо осадоч-
ных швов можно устроить вкладные пролеты из балок и плит
перекрытия и покрытия.
1.3 Стандартизация
и допуски конструкций
Стандартизация, унификация и типизация ..онструкций.
Стандартизацией называют правила, нормы и требования по
обеспечению оптимального количества различных элементов,
повышению производительности труда, снижению расхода мате-
риалов и энергии в строительстве. Она связана с последними
достижениями строительной науки, техники и способствует про-
грессу железобетонных и каменных конструкций. Стандартизация
основана на некоторых принципах. К ним относятся принципы
системности (комплексной стандартизации), предпочтительности
(систематизации параметров), взаимозаменяемости и взаимоувяз-
ки конструкций и др.
Унификация и типизация относятся к методам стандартизации
конструкций, позволяющие рациона ьно уменьшать количество
видов, типов и размеров их элементов, поэтому различные
конструкции могут быть смонтированы и возведены при наличии
сравнительно небольшого количества сипов элементов. Унифика-
ция и типизация сборных конструкций производятся с учетом
технологичности их изготовления, складирования, укрупнения
перед подъемом и монтажом, а также экономичного использова-
ния 1 опливно-эне; гетических ресурсов.
Взаимоувязка размеров изделий обеспечивается Единой мо-
дульной системой в стпоительстве (ЕМС). Общим государст-
венным модулем является 100 мм 1М). Номинальную шири-
ну паш юй перекрыт! i и поьрытия выбирают в интервалах
1,2...1,5 м; 2,4...3,6; 4,2...6 м и кратной ЗМ. Высоту стеновых
панелей промышленных и гражданских зданий принимают крат-
ной соответственно 12 и ЗМ.
Практика строительства показывает, что для типовых элемен-
тов целесообразно сохранять одни и те же размеры поперечного
сечения. С увеличением пролета несущую способность изгибаемых
элементов можно повышать путем увеличения количества армату-
ры. Увеличение нагрузки на колонны можно учитывать повышени-
ем прочности бетона и г. п. В нашей стране созданы каталоги для
11
всех наиболее распространенных сборных конструкций. При этом
номенклатура типовых изделий соответствует набору унифициро-
ванных габаритных схем зданий и сооружений и включает в себя
как несущие, так и ограждающие элементы.
Дополнительная экономия бетона и арматурной стали может
быть достигнута при использовании каталога типовых опалубных
чертежей сборных конструкций. Для монолитных конструкций
следует предусматривать унифицированные размеры элементов,
позволяющие применять в строительстве инвентарную опалубку и
укрупненные пространственные арматурные каркасы.
Погрешности и допуски размеров. В процессах изготовления,
монтажа и возведения железобетонных и каменных конструкций
неизбежно возникновение погрешностей конструктивных размеров.
Напомним, что конструктивный размер сборного элемента мень-
ше номинального на толщину шва или зазора. Погрешность или
разность между проектным и натурным размером составляет
Ax..=x,.-Xd, (1.1)
где — фактическое значение параметра; Xd- проектное его
значение.
Погрешность размеров подразделяют на случайные, вызывае-
мые случайными факторами, систематические, изменяющиеся по
определенному закону, и грубые, причинами которых являются
упущения в расчетах или при производстве и возведении конструк-
ций. Случайные погрешности являются неизбежными, системати-
ческие ошибки могут быть учтены или устранены, а грубые — не
должны допускаться.
Точность размеров элементов характеризуется случайными и
систематическими отклонениями. Они представляются в виде
статистических оценок (статистик), основными из которых являют-
ся среднее квадратическое отклонение или стандарт sX, коэффи-
циент вариации ЬХ и систематическое отклонение кХ, которые
определяют по формулам:
5jr=l/(«-l)JXi(xi-A'm)2, (1.2)
&X=sXfXm, (1.3)
ПГ=1/(и-1)£(х;-УД (1.4)
i= 1
где Хт — среднее значение параметра; Xd—проектное значение.
Достоверность статистики XX по (1.4) систематической погреш-
ности имеет большое практическое значение для объективной
оценки точности размеров конструкции, так как обнаружение и
устранение систематических ошибок является сравнительно слож-
ной задачей.
12
Влияние случайных по-
грешностей на точность
размеров элементов следу-
ет учитывать методами тео-
рии вероятностей и мате-
матической статистики.
Распределение погрешнос-
тей обычно подчиняется
нормальному закону. Кри-
вые плотности вероятнос-
ти распределения случай-
ных погрешностей харак-
теризуют культуру строи-
тельного производства и
позволяют вычислять ве-
Рис. 1.2. К оценке вероятности, что случайная по-
грешность Лх, меньше допустимой величины Дх
при строгом (/), среднем (2) и слабом (3) конт-
роле технологии строительного производства
роятностные показатели качества конструкций (рис. 1.2). Такие
показатели выражаются площадью, ограниченной кривой норми-
рованного нормального распределения и вертикальными линиями.
Так как максимальная площадь равняется единице, то вероятност-
ный показатель
Р=Р{Ах'^АхПш}^1, (1.5)
где Ах(;ш — допуск, т. е. допустимое значение случайной погреш-
ности.
Вследствие недопустимых отклонений размеров сборных эле-
ментов от номинальных величин усложняются монтажные работы
или возведение конструкций становится даже невозможным.
Кроме того, отклонение размеров по длине сборных элементов
может стать причиной возникновения дополнительных усилий в
статически неопределимых конструкциях.
Допуск размеров назначают с учетом их величины, а также тех-
нологии производства и возведения конструкций. Допуски бывают
конструктивными и технологическими. Первые из них определяют
по условиям эксплуатационных требований к конструкциям и взаи-
мозаменяемости элементов одного типа. Конструктивные допуски
относятся к габаритным размерам (длине, ширине, высоте и т. п.)
и сопряжениям (зазору, смещению граней или осей, площадью опи-
рания элементов и т. д.). Следует иметь в виду, что требования по
размерам зазоров в пределах 10...20 мм и точности монтажных
работ в строительстве могут быть выполнены лишь при строгом
контроле размеров форм и опалубки железобетонных конструкций.
1.4 . Принцип расчета усилий
Особенности учета нагрузок и воздействий. Расчетные
схемы несущих конструкций должны наиболее точно отражать
действительную работу системы под внешним воздействием и тем
13
самым дать действительное распределение внутренних усилий.
Основной причиной возникновения усилий в железобетонных и
каменных конструкциях являются внешние нагрузки, включая
большой собственный вес несущих ограждающих элементов.
Кроме того, в расчетах учитывают всевозможные неблагоприят-
ные сочетания эксплуатационных нагрузок и воздействий окру-
жающей среды. К неблагоприятным воздействиям среды на
конструкции относятся температурно-влажностные воздействия,
технологическая температура, сухой, жаркий или суровый север-
ный климат, внутренняя агрессивная среда и пожар.
Из-за приложения сил предварительного обжатия, усадочных
дефор* щий, изменения температурно-влажностного режима окру-
жающей среды и других воздействий в конструкциях возникают
выну денные усилия. Вследствие смещения опор и фундаментов
или изменения схемы нагружения системы при ее замыкании
конструкции получают вынужденные деформации и соответствую-
щие вынужденные усилия. Под замыканием конструкции понима-
ется создание статистической неопределимости системы после
того, как на ее элементы передались значительные нагрузки,
например, при возведении сборно-монолитных конструкций. Под
усилиями, вызванными вынужденными перемещениями, следует
понимать разность между усилием от внешней нагрузки при
работе конструкции как статически неопределимой системы и
усилием при работе конструкции по разрезной схеме.
Сборно-монолитные конструкции, а также монолитные конст-
рукции с несущей арматурой рассчитывают для двух стадий
работы, т. е. до приобретения монолитным бетоном заданной
прочности на воздействие собственного веса и монтаж нагрузок, а
после ее приобретения — на нагрузки, действующие на данном
этапе возведения и при эксплуатации конструкции.
Коэффициент сочетания временных нагрузок при расчете балок,
ригелей, плит, а также колонн и фундаментов, воспринимающих
нагрузки от одного перекрытия, составляет:
^1 = 0,4 + 0,6/Ул7а (1.6)
для помещения жилых, служебных и учебных зданий при грузовой
площади Л>Л1=9м2;
Ъ2 = 0,5 + 0,5/Ул/А (1.7)
—для залов, производственных помещений и хранилищ при
Я>Я2 = 36 м2.
При расчете колонн, стен и фундаментов многоэтажных зданий
коэффициент сочетания соответственно составляет
ф„1=0,4 + (фЛ1-0,4)/\А, (1.8)
ф„2 = 0,5 + (фЛ2-0,5)/х/«, (1.9)
14
Рис. 1.3. Расчетные схемы сборной колонны (а) и стропильной фермы (б) в
процессе подъема:
1 — монтажные трещины
где п — число перекрытий, учитываемых в расчете над рассматри-
ваемым сечением (этажом) здания.
Нагрузку от веса перегородок принимают с учетом их
жесткости и расположения вдоль или поперек плит перекрытия, а
также места расположения проемов.
Сборные железобетонные колонны при монтаже могут подвер-
гаться поперечному изгибу в такой степени, что они получат
трещины недопустимой величины (рис. 1.3, а). Нежелательные
трещины могут образовываться в верхнем поясе железобетонной
фермы при ее подъеме по схеме, приведенной на рис. 1.3,6.
Трещины могут стать причиной значительных пластических
деформаций бетона и арматуры, а также погашения предваритель-
ного напряжения. Они могут снижать жесткость и несущую
способность элементов. Во избежание снижения сопротивления
элементов рекомендуют их подъем и транспортирование произво-
дить в рабочем положении.
При расчете элементов сборных конструкций на воздействие уси-
лий, возникающих при их подъеме, транспортировании и монтаже,
нагрузку от собственного веса элементов следует вводить в
расчетах с коэффициентом динамичности, равным не менее 1,6 при
транспортировании и не менее 1,4 — при подъеме и монтаже.
Перераспределение усилий. Как известно, усилия в элементах
статически неопределимой стержневой системы зависят от изгиб-
ной жесткости их поперечных сечений В. Для железобетонных
элементов жесткость В не является постоянной величиной.
С увеличением внешней нагрузки, вынужденных воздействий и
продолжительности эксплуатации конструкции жесткость В снижа-
ется. Причинами снижения жесткости сечений элементов являются
раскрытие и развитие трещин, пластические и вязкие деформации
бетона, неупругие деформации арматурной стали и т. д. Жест-
кость сечений меняется также вследствие ухудшения физико-меха-
нических свойств материалов конструкции, находящейся в усло-
виях агрессивной окружающей среды.
15
Поскольку в отдельных участках статически неопределимых
систем жесткости сечений снижаются с различной интенсивности^,
то в ее элементах происходит перераспределение усилий. Под
перераспределением усилий понимается любое изменение в соот-
ношении усилий в сечениях элементов конструкции, которое
подчиняется закону изменения жесткостей этих сечений. Инженер-
ные методы расчета конструкций на перераспределение усилий
разработаны А. А. Гвоздевым и С. М. Крыловым.
Расчеты свидетельствуют, что с течением времени усилия в
элементах конструкции от внешней эксплуатационной нагрузки
практически не меняются. Однако под влиянием ползучести
бетона усилия, вызываемые смещением опор, усадкой бетона,
температурой и другими длительными воздействиями, смягчаются
со временем. Они могут снижайся в несколько раз.
При больших нагрузках в наиболее напряженных участках
конструкции трещины быстро развиваются, сцепление арматуры с
бетоном снижается и жесткость нормальных сечений сильно
падает. При этом высота сжатой зоны снижается, сжимающие
напряжения здесь возрастают и развивается нелинейная ползу-
честь бетона. Так как одновременно развиваются в арматуре
пластические деформации, то в данных участках элементов
возникают большие местные деформации, называемые пластиче-
ски. шарнира.г
В статически определимых конструкциях появление пластиче-
ского шарнира является причиной значительного взаих юго
поворота частей элементов, сопровождаемого снижением высоты
сжатой зоны и разрушением бетона. Наоборот, в статически
неопределимых конструкциях появление пластического шарнира не
является причиной разрушения элемента, так как этому препятст-
вуют лишние связи системы в других опасных зонах с небольшими
пластическими деформациями. Поэтому разрушение бетона в
пластическом шарнире происходит лишь после перераспределения
усилий между отдельными сечениями, и потери геометрической
неизменяемости системы, т. е. в стадии ее предельного равновесия,
в данной стадии деформации ползучести бетона не оказывает
влияния на перераспределение усилий.
Учет перераспределения усилий дает возможность более пра-
вильно оценивать напряженное состояние системы, а тем самым
позволяет проектировать более рациональные конструкции, сни-
жать расход арматурной стали, а также облегчать конструкции
узлов и стыков конструкции.
Усилия от эксплуатационных воздействий. В эксплуатационной
стадии расчет усилий в статически неопределимых конструкциях
производят многократным повторением решений уравнений с
корректировкой жесткости элементов системы. При расчете на
ЭВМ каждый элемент системы разбивается на достаточно
большое число участков.
16
Первоначально систему рассчитывают по упруго!) схеме.
По полученным усилиям определяют кривизны р и жест-
кости сечений B=Mjp элементов с трещинами в растянутой
зоне бетона. Учет уточненных величин В приводит к но-
вым значениям усилий. Расчет повторяется до тех пор, пока
разница в усилиях смежных этапов расчета не превышает заданной
точности.
В рамных конструкциях образования трещин мало влияет на
поперечные силы Q в ригелях и на нормальные силы N в
колоннах. Поэтому их можно принимать по данным первой
итерации расчета, т. е. по расчету по упругой схеме. На
нормальные силы в ригелях образование трещин влияет ощутимо,
однако сами силы невелики, а поэтому их можно не учитывать
или принимать как в упругой системе.
Для упрощения расчета усилий в стадии эксплуатации конст-
рукции можно принимать, что жесткость сечения элементов с
трещинами в растянутом бетоне является постоянной по всей их
длине. Приведенная жесткость сечения
Bred = B2+[B1 —B2)nred. (1.10)
Здесь Вг и В2— жесткости опасного нормального сечения элемента
соответственно при отсутствии и наличии нормальных трещин;
\ed = exp [ - (Ми - Mcrc)/(Xi Mcrc)] (1.11)
— коэффициент приведения, где Ми и Мсгс — соответственно
предельный момент и момент образования трещин в опасном
сечении, xt—коэффициент, равный 1,25 при однозначной и 1,5 при
двузначной эпюре моментов по длине стержня конструкции.
С учетом приведенных жесткостей сечений элементов Bred по
(1.10) расчетная система канонических уравнений метода сил
принимает вид
(1.12)
17
Здесь п — число статической неопределимости системы; 8У(/)—пе-
ремещение основной системы по направлению лишнего неизвест-
ного х,(/) от усилия Xj=1; —среднее значение данного
перемещения; —перемещение основной системы по направ-
лению лишнего неизвестного х;(0 от внешних нагрузок к сил
предварительного обжатия; 81S—то же, от смещения (осадки)
опор; 81((/)—то же, от усадки бетона и температурно-влажностно-
го режима окружающей среды; х(г)—усилие, возникающее в
системе в начальный момент времени; х;(0 — то же, к моменту
времени t.
Учет податливости узлов рам. Узлы железобетонных рам могут
быть жесткими и податливыми. Упругожесткими, или просто
жесткими, узлами являются узлы монолитных железобетонных
конструкций. При повороте жестких узлов касательные всех
примыкающих к нему ригелей и колонн поворачиваются на один и
тот же угол. Упругоподатливыми, или просто податливыми,
узлами являются узлы конструкций из сборных элементов.
Параметры (коэффициенты) податливости с и жесткости к= 1/с
вычисляют для каждой стадии работы статически неопределимой
конструкции под нагрузкой с учетом степени и продолжительности
нагружения. Большинство узлов и сборных рам состоит из
сплошных колонн и примыкающих к ним ригелей. Основные типы
узлов рам и их расчетные схемы приведены на рис. 1.4. Как видно
Рис. 1.4. Упругожесткое (а), упругоподатливое (б, в) и шарнирное (г) сопряжение
ригелей с колоннами рам:
1—упругий элемент шарнира; 2—защемление узла системы при ее расчете методом
перемещений
18
из схемы на рис. 1.4,6, податливость крепления ригелей к
колоннам изображается как при шарнирном соединении, однако с
упругими элементами между примыкающими ригелем и колонной.
При расчете рам учитывается соотношение погонных жест-
костей /’,= элементов, где Bt — жесткость поперечного сечения
/-го элемента, МН м2, и /, — его расчетная длина, м. Поэтому
необходимо параметр жесткости к также выразить через погонную
жесткость одного из стыкуемых стержней, например любой
колонны рамы. Таким образом в расчет вводится параметр
к li = ki/ii.
Перемещения основной системы метола сил от единичных сил
и внешней нагрузки соответственно составляют
8ij = 8ii.m + 8i.- 3;f = 3,f ,„ + 3,Лс. (1.13)
где 8;j т и 8lf т — перемещения, вызванные искривлениями стерж-
ней при изгибе; 31/>с = М^Щки — перемещения,
вызванные податливостью соединений.
Если рама рассчитывается методом перемещений, то реакции
наложенных связей вычисляют по формулам, учитывающим
податливость соединения элементов. Поскольку параметр к
(МН • м/рад) характеризует жесткость соединения стержней при их
взаимном повороте, защемление требуется накладывать лишь на
колонны, представляя возможность ригелям поворачивагося отно-
сительно этого защемления за счет податливости стыка (рис. 1.4,6,
в). Тогда при единичном повороте наложенной заделки будет
поворачиваться на единичный угол лишь защемленная колонна.
Влияние податливости стыков колонн и ригелей на перераспре-
деление усилии можно учитывать более приближенно путем
применения в расчетах приведенной их длины
lred*l+B/k, (1.14)
где к — параметр жесткости стыка.
1.5 Особенности расчета
плоскостных конструкций
Расчет плоскостных элеменюв. представляющих со-
бой стеновые диафрагмы, балки-степы, плиты перекрытий и
покрытий, а также массивные конструкции, является более
сложным, чем расчет конструкций, состоящих из стержневых
элементов.
Усилия, деформации и перемещения таких элементов рекомен-
дуется вычислять с учетом факторов физической нелинейности и
механической анизотропии (неодинаковоети прочностных и дефор-
мативных свойств по различным направлениям) при различных
режимах нагружения. В некоторых случаях целесообразно учиты-
вать влияние ползучести бетона, накопление повреждений и
19
геометрической нелинейности на напряженно-деформативное сос-
тояние конструкции.
Расчет производится с учетом стадии деформирования элемен-
тов и в необходимых случаях, истории нагружения. При этом
учитываются две стадии — до и после образования трещин в
растянутом бетоне.
До образования трещин бетон рассматривается в качестве
ортотропного материала, имеющего три взаимно перпендикуляр-
ные плоскости симметрии свойств. При этом учитывается увеличе-
ние объема (дилатация) сильно сжатого бетона, обусловленное
развитием множества микротрещин и трещин большой протяжен-
ности, также неоднородность деформирования бетона при сжатии
и растяжении. При этом следует учитывать повышенную проч-
ность бетона двух- и трехосному сжатию, а также принимать во
внимание длительность действия усилий.
После образования трещин напряженно-деформативное состоя-
ние плоскостных и массивных конструкций представляют в виде
нелинейных выражений зависимостей усилий от перемещений.
Расчет плоскостных конструкций рекомендуется рассчитывать по
теории деформирования железобетона с трещинами, разработан-
ной Н. И. Карпенко.
Если’ арматура или бетон плоскостных конструкций способны
претерпевать значительные пластические деформации, то их
несущую способность допускается определять методом предельно-
го равновесия. Однако более общим методом расчета конструкций
по прочности, деформациям, образованию и раскрытию трещин
является метод конечных элементов (МКЭ). Конечный элемент
плиты обычно содержит три степени свободы в каждом углу:
вертикальное перемещение и два угла поворота.
При расчете условия прочности и трещиностойкости проверя-
ются для всех конечных элементов, составляющих расчетную
систему. При оценке конструкции допускается полагать, что
отдельные конечные элементы могут быть разрушены раньше, чем
будет исчерпана несущая способность системы.
1.6 Расчет конструкций
по методу предельного равновесия
Принцип расчета железобетонных конструкций. Если
несущая способность статически неопределимой конструкции
исчерпается за счет чрезмерного роста пластических деформаций
без полного разрушения какого-либо ее элемента, то расчет по
прочности может быть выполнен методом предельного равнове-
сия. Данный метод расчета, созданный А. А. Гвоздевым, является
весьма простым, поскольку использует условия равновесия стати-
ки. Предпосылками метода являются: пренебрежение изменением
геометрических размеров элементов, входящих в условия равнове-
20
сия; ограничение усилий в элемен-
тах предельными условиями по
прочности в виде неравенств — ог-
раничений, представляющих неко-
торую выпуклую область Q и опи-
сывающих их прочность в рассмат-
риваемом опасном сечении
(рис. 1.5).
Первая предпосылка выполня-
ется для жестких конструкций
в том смысле, что прогибы эле-
ментов мало влияют на пле-
чи усилий в условиях равнове-
сия. Если необходимо учитывать
деформации конструкции, то рас-
сматривается предельное равно-
весие не первоначальной (ненагру-
Рис. 1.5. Область прочности нор-
мального сечения при симметричном
(7) и несимметричном (2) армиро-
вании железобетонного элемента
женной), а новой (деформированной) системы.
Для обеспечения условий, отвечающих второй предпосылке
метода предельного равновесия, следует соблюдать некоторые
требования. Во-первых, конструкции должны быть запроектирова-
ны так, чтобы причиной разрушения их элементов не могло стать
исчерпание несущей способности по наклонным сечениям. Во-вто-
рых, нельзя для армирования конструкций применять стали с
малыми деформациями растяжимости при разрыве и не имеющие
сцепления с бетоном. В-третьих, для обеспечения разрушения
изгибаемых элементов по растянутой арматуре высота сжатой
зоны должна быть ограничена. Для обычных цементных бетонов
относительная высота сжатой зоны ^ = .v//!o^0,35.
Зоны стержневых элементов с чрезмерными трещинами и
деформациями в состоянии предельного равновесия называют
пластическими шарнирами (рис. 1.6), а плоских элементов—ли-
ниями излома или линейными пластическими шарнирами (рис. 1.7).
Они обращают статически неопределимую систему в измеряемую,
в которой становится возможным рост деформаций без возраста-
ния нагрузки. Нагрузка, вызывающая переход несущей неизме-
няемой системы в систему изменяемую, определяется из условия,
что после ее достижения наступает возможность потери равнове-
сия между нагрузкой и усилиями, сопротивляющимися возникно-
вению кинематического перемещения.
Возникновение пластического шарнира способствует выключе-
нию лишней связи и снижению на одну ступень статической или
кинематической неопределимости системы. Поэтому потеря гео-
метрической неизменяемости системы с п лишними связями
наступает с образованием п +1 пластических шарниров или линий
излома. В данной стадии ползучесть бетона не может оказать
влияния на перераспределение усилий в системе. Следует отме-
21
Рис. 1.6. К расчету железобетон-
ной балки с двойной симметрич-
ной арматурой, защемленной на
опорах, по упругой стадии (а) и
по методу предельного равнове-
сия (о)
1—гыаоический шарнир
Рис. 1.7. К расчету плиты, окай-
мленной по всему контуру, мето-
дом предельного равновесия:
У — лини4 излома
тить, что ограниченная деформативность железобетонных и
армокаменных конструкций в ряде случаев исключает возмож-
ность реализании схемы предельного равновесия, что необходимо
учитывать при проектировании несущих конструкций.
Таким образом, в стадии предельного равновесия происходит
перераспределение усилий <<т силовых воздействий с более
нагруженных зон элементов статически неопределимых систем в
менее нагруженные. Данное перераспределение отстает от пере-
распределения арматуры с опор в пполет. Практическая реализа-
ция метода предезьного равновесия производится статическим или
кинематическим способами.
Статический способ расчета. При статическом способе расчета
определяется наибольшая нагрузка, при которой еще возм жно
22
одновременное соблюдение условий равновесия статики и предель-
ных условий — ограничений для всех элементов системы. Данный
способ рекомендуется применять при расчете стержневых систем.
Рассмотрим расчет железобетонной балки с двойной симмет-
ричной арматурой, защемленной на двух опорах и нагруженной
равномерно распределенной нагрузкой.
Пластические шарниры образуются в приопорных зонах балки
при изгибающих моментах в опорных и пролетном сечениях,
соответственно равных
М. = М.=Р1/2/12, (1.15)
Л^=Р1/2/24. (1.16)
При этом напряжения в растянутой арматуре пластического
шарнира достигают предельной величины Rs = ay или 7?5 = <з02 и
плечо внутренней пары сил z становится постоянной величины.
Поэтому предельные моменты Mi = Mj = RsAsz. При дальнейшем
увеличении нагрузки балка работает как стержень с шарнирно
опертыми концами.
Пластический шарнир в середине пролета балки образуется при
повышении нагрузки с рг до величины р=р1+Ар. Тогда изгибаю-
щие моменты в шарнирах
Mij=Ml = Mj=pl2/16=Р112/12. (1.17)
В предельном равновесии балки разрушающая нагрузка р в 16/12
или 1,33 раза больше нагрузки рг, при которой образовался
первый пластический шарнир. Таким образом, учет перераспреде-
ления усилий позволили нагружать балку на много больше, чем
при ее расчете по упругой стадии.
Для опасного пролетного сечения уравнение равновесия изги-
бающих моментов имеет вид
M0 = Mij+Q,5(Mi+Mj) или pl2/8 = Mij+0,5(Mi + Mj). (1.18)
Отсюда предельные изгибающие моменты Mij = Mi = Mj=pl2116,
т. е. такой же величины, как при расчете по (1.17).
С учетом перераспределения усилий опорные изгибающие
моменты балок снижались на (1/12—1/16)/(1/12) 100 = 25%. Чтобы
предохранить конструкции от чрезмерного раскрытия трещин, в
первых пластических шарнирах следует ограничить выравнивание
моментов. Поэтому по сравнению с расчетом по упругой схеме
изгибающие моменты в узлах следует снижать не более чем на
30%. Основным соображением против снижения площади армату-
ры, найденной в результате расчета конструкции как упругой
системы, более чем на 30% является опасность образования
чрезмерных трещин и деформаций.
В расчетах должны быть предусмотрены меры по обеспечению
несущей способности элементов, в которых трещины и неупругие
деформации бетона развиваются весьма слабо. Так, например,
23
стойки рам. работающие на внецентренное сжатие с небольшим
эксцентриситетом приложения продольной силы, должны быть
способны воспринимать полную продольную силу и по крайней
мере половину изгибающего момента, полученных при расчете
упругой системы.
Перераспределение усилий между вертикальными диафрагмами
многоэтажных панельных и каркасно-панельных зданий, вызывае-
мых вертикальной и горизонтальной нагрузками, носит сложный
характер. При расчете следует иметь в виду, что полное
перераспределение усилий имеет место, если изгибные жесткости
диафрагм не различаются.
Кинетический способ расчета. Согласно данному способу расче-
та. в предельном равновесии конструкция рассматривается как
система, состоящая из жестких звеньев, соединенных между собой
пластическими шарнирами (стержневые конструкции) или линиями
излома (плоские конструкции). Условия равновесия представляют
собой сопоставление виртуальных работ внешней нагрузки и
внутренних усилий.
Виртуальная работа внешней нагрузки элемента, нагруженного
распредельной нагрузкой р силами Ft, составляет
^ = (Wi + fAvp^)n = (Wi+/7r)n. (1.19)
А
Здесь dA — элементарная площадь, на которую действует нагрузка
р\ и УР — возможные перемещения точек элемента по направле-
нию внешних сил; т| = 0,8...1—коэффициент, позволяющий учиты-
вать положительное влияние распоров на несущую способность
плит, окаймленных по контуру; V=\ypdA— объем, описанный при
виртуальном перемещении той части плиты, на которую действует
нагрузка р.
Виртуальная работа внутренних усилий (изгибающих момен-
тов) составляет
= (1.20)
где Мк — предельный изгибающий момент в к-м шарнире или по
длине линии излома: 0 — угол поворота жестких звеньев.
Уравнение равновесия виртуальных работ
Wp=Wm, (1.21)
где Wp — по (1.19) и Wm— по (1.20).
Для балки, приведенной на рис. 1.6, коэффициент т| = 1 и углы
поворота звеньев
0(. = O,. = 0 = ?gO=//(O,5/). (1.22)
Тогда согласно (1.19) виртуальная работа внешней нагрузки
24
Wp = $pypdA=pV=plf/2. (1.23)
A
По (1.20), виртуальная работа внутренних усилий
Wm = МД + МД + Му (о,. + 0 j = 4МУ0 = 8МД//. (1.24)
Из условия Wp=Wm получаем, что изгибающие моменты
М,7 = М; = Му=р/2/16, (1.25)
т. е. такой же величины, как при расчете балки статическим
способом по (1.17).
Для прямоугольной в плане плиты (рис. 1.7), окаймленной по
всему контуру, нагруженной равномерно распределенной нагруз-
кой и работающей в двух направлениях, коэффициент р = 0,8, угол
поворота жестких звеньев 0=//(0,5/j) и объем
И=0,167/71(3/2-/1). (1.26)
Поэтому по (1.19) и (1.20) виртуальные работы внешних сил и
внутренних изгибающих моментов соответственно составляют
Wp=р Ит| =р0,167/1. (3/2 -I.) 0,8 = 1 ЗЗбрД (3/2 -I.), (1.27)
Wm = \{2M. + M3.+M32)l2 +
+ + (1.28)
Тогда при М3.= М32 = М3 и М41=М42 = М4 из условия Wp=Wm
получаем расчетное уравнение
р = [(М, + М3) l2 + (М2 + М4) I. ] / [0,0334/2 (3/2 - /1)]. (1.29)
В уравнении (1.29) находятся четыре неизвестных изгибающих
момента. По экономическим и конструктивным соображениям
соотношения между моментами в опорных и пролетных сечениях
назначают в пределах 1...2,5. Соотношение пролетных моментов
М2)М. определяют по рекомендациям табл. 1.2. Таким образом в
уравнении (1.29) остается одно неизвестное — момент М.. Зная
его, другие изгибающие моменты вычисляют с учетом ранее
заданных соотношений моментов.
Таблица 1.2. Соотношение пролетных изгибающих моментов в плите,
работающей в двух направлениях
1,1 h 1 1,1 1,2 1,3 1.4 1,5
M2jM. 1..Д8 0.9...0,7 0,8...0,6 0,7...0,5 0,6...0,4 0,55..0,35
Ш 1.6 1,7 1,8 1,9 э 3
M.jM. 0.5...0,3 0,45...0,25 0.4...0,2 0,35...0,2 0,3...0,15 0,15.„О
25
Упрощенный расчет неразрезных балочных плит и балок.
К балочным относятся прямоугольные в плане равномерно
нагруженные плоские плиты, опертые по двум противоположным
сторонам и опертые по контуру с соотношением сторон 12/11>3.
Для неразрезных балочных плит с равными пролетами, нагру-
женных равномерно распределенной нагрузкой р, полусумма
опорных моментов плюс момент в середине пролета составляет
М0=р12/8. Поэтому пролетный момент
Л/о=р/2/8-0,5(Л/;+Л/у). (1.30)
При этом опорный момент на крайней свободной опоре прини-
мают равным нулю, а на остальных опорах не менее чем
М,.=р/2/24. . (1.31)
Если пролеты неразрезной плиты являются неравномерными,
то расчет начинают с большого пролета, для которого изгибаю-
щий момент находится в пределах
р/2/14^Л/0<р/2/11, (1.32)
если большой пролет плиты является крайним, и
р/2/24^Л/0<р/2/16, (1.33)
если данный пролет является средним.
При армировании плит с равными пролетами сварными
сетками, а также для второстепенных балок монолитного железо-
бетонного перекрытия изгибающие моменты принимают:
Mij = Mi=pl2/16 (1.34)
для средних пролетов и средних опор,
Му = Л/;=р/2/24 (1.35)
для крайних пролетов и крайних опор.
Следует отметить, что из-за раскрытия трещин и пластических
деформаций арматуры и бетона геометрическая ось балочных
элементов удлиняется. Вследствие этого возникает распор, кото-
рый снижает пролетные моменты примерно на 10%, что может
быть учтено в расчетах.
ГЛАВА Конструкции
плоских । юрекрытий
2.1 Монолитные ребристые перекрытия
с балочными плитами
Конструктивное решение перекрытий. В зависимости
от способа возведения железобетонные перекрытия могут быть
монолитными, сборными и сборно-монолитными. Монолитные
ребристые перекрытия применяют сравнительно мало, лишь в
зданиях и сооружениях, возводимых или реконструируемых по
индивидуальным конструктивным решениям.
Монолитные перекрытия состоят из плит и двух типов балок:
главных и второстепенных (рис. 2.1). Их выполняют из бетона
класса не ниже В15.
Все главные балки опирают на колонны и наружные стены.
Их располагают в поперечном (рис. 2.1,а) или продольном
(рис. 2.1,6) направлениях здания и сооружения. При выборе
направления главных балок учитывают назначение здания, прост-
ранственную жесткость каркаса и другие требования. В про-
мышленных зданиях главные балки располагают в поперечном
направлении. Пролеты главных балок /^б-.^м, высота попе-
речного сечения /г = (1/15...1/8)/1 и ширина—/?%0,4/г.
27
Рис. 2.1. Конструктивные схемы ребристых перекрытий с главными балками,
расположенными поперек (а) и вдоль (б) здания:
1- главная балка; 2- второстепенная балка; 3- балочная плита; -/—колонна
В каждом пролете главной балки располагают от одной до
трех второстепенных балок. Ось одной из второстепенных балок
совпадает с осью колонн. Пролеты балок /2 = 5...7 м, высота
поперечного сечения Л = (1/20...1/12)/2 и ширина = (1/3... 1/2)Л.
Если шаг второстепенных балок менее 1 м, то такое монолитное
перекрытие называется часторебристым.
Пролеты монолитной плиты /З = 1,5...3м, ее толщина t =
= (1/40...1/25)/3. Минимальная толщина плит составляет 50 мм для
гражданских и 60 мм — для промышленных зданий. Расход бетона
на монолитную плиту составляет 40...50% общего его расхода на
перекрытие. Поэтому при подборе расстояний между балками
рекомендуют избегать больших пролетов плиты. При этом
крайние пролеты плиты и балок уменьшают на 10...20%. Тогда
максимальные значения изгибающих моментов и поперечных сил
в крайних и средних пролетах конструкции отличаются незна-
чительно.
При проектировании перекрытий рассматривают несколько
вариантов конструктивных решений. В результате сопоставления
их технико-экономических показателей выбирают наиболее эконо-
мичное решение.
Расчет и конструирование балочных плит. При расчете рас-
сматривается полоса плиты шириной 1 м с опорами на второсте-
пенные балки и стены (рис. 2.2).
Плиту рассчитывают как неразрезную многопролетную
балку, загруженную равномерно распределенной нагрузкой.
При этом учитывают перераспределение усилий из-за образо-
вания пластических шарниров. Расчетные пролеты плиты со-
ставляют
Ц ~ b/2 + t/2; 12 = !з2~Ь. (2.1)
Для плит, окаймленных по всему контуру монолитными
балками, изгибающие моменты в средних пролетах и на средних
28
Рис. 2.2 Расчетные пролеты (а) и расчетная схема (б) балочной плиты:
/ —плита; 2 — второстепенная балка
Рис. 2.3. Армирование многопролетной балочной плиты вязаными (а), рулонными
(б) и плоскими сварными (в) сетками
опорах вследствие возникновения распора уменьшаются на 20%,
если соотношение tjl3 1 /30.
Плиты армируют в соответствии с характером эпюры изги-
бающих моментов (рис. 2.3, а). Условиям оптимального ар-
мирования отвечает относительная высота сжатой зоны =
= х/А9 = О.1...О,15. Из выражения M = a.oRbbho, где коэффициент
а0 = Ц1—0,5^), определяют рабочую высоту сечения
h0 = jMI^Rbb\ (2.2)
где b = 1 м.
29
Плиты толшиной до 100 м армируют стандартными рулон-
ными сетками с продольной рабочей арматурой класса Вр-1
диаметром 3...5 мм (рис. 2.3,6). Сетки раскатываются в направ-
лении, перпендикулярном продольной оси второстепенных балок.
В крайних пролетах и над первой промежуточной опорой могут
укладываться дополнительные сетки или отдельные стержни,
поскольку здесь действуют наибольшие изгибающие моменты.
Плоские сварные и вязаные сетки плит (рис. 2.3,6, в.) изготовля-
ют из арматуры класса А-Ш. При диаметре рабочей арматуры
более 10 мм плиты армируют узкими сварными сетками. Рас-
стояние между рабочими стержнями составляют 100...200 мм.
В плитах толщиной более 120 мм вязаные сетки изготовляют из
стержней с отгибами под углом 30°, если толщины 150 мм, и
под углом 45 , если 160 мм
Расчет и конструирование второстепенных балок. Нагрузка на
второстепенные балки опред ляется с полосы, равной шагу балок
/3. Расчетные пролеты составляют
1г=121-Ь,2 + с/2; 12 = 122-Ь, (2.3)
где с глубина опоры балки на стене (рис. 2.4).
Огибающие эпюры изгибающих моментов строятся с учетом
двух схем загружения: полная нагрузка p=g + v в нечетных
пролетах неразрезной балки и условная нагрузка Pi=g + u/4—в
четных пролетах; полная нагрузка р в четных пролетах и условная
нагрузка р{—в нечетных.
Кривые экстремальных значений изгибающих моментов опре-
деляют откладыванием ординат квадратной параболы от нагрузок
р и р, (рис. 2.4.а). С этой целью рассчитывают моменты
Mx=/?(/-.v).v,2 = (g + r)(/-.v).v/2, (2.4)
4=/’i(/-v).'’/2 = (l? + r;4)(/-r)v'2. (2.5)
Поскольку в расчетах учитывают перераспределение усилий,
относительная высота сжатой зоны бетона должна быть не более
^ = л-7/о = 0.35. На опорах второстепенная балка имеет прямо-
угольное расчетное сечение, коэффициент а0 = ^(1 —0,5S,)^0,29 и
поэтому рациональная рабочая высота сечения
Ло х/Л^тах/(%ЛьЛ) =1,85 J Мтях/(ИьЬ), (2.6)
где Л/тах =pl\/11—максимальное значение изгибающего момента
балки на первой промежуточной опоре.
Поперечные силы балок составляют:
на крайней опоре
2 = 0,4^, (2.7)
на первой промежуточной опоре слева
e = 0,6p/j, (2.8)
30
Рис. 2.4. Огибающие эпюры изгибающих моментов (а) и армирование второсте-
пенной балки (б):
1 — пролетная арматура; 2. 3—надопорная арматура; 4—стыковой стержень диаметром
d^dfl и не менее 10 мм; 5 — главная балка
на первой промежуточной опоре справа и на остальных опорах
б = 0,5р/2. (2.9)
В пролетах балки армируют плоскими каркасами, как правило
двумя, которые перед установкой в опалубку объединяют в
пространственный каркас. На опорах балки армируют дву-
мя гнутыми сетками с продольными рабочими стержнями
(рис. 2.4,6).
Расчет и конструирование главных балок. Главные балки
ребристых перекрытий рассчитывают на сосредоточенные постоян-
ные G и временные V нагрузки, передаваемые на них второсте-
пенными балками, и на собственный вес. Если второстепенные
балки двухпролетные, то нагрузка определяется с учетом их
неразрезности. Вес балки допускается добавлять к постоянной
нагрузке от второстепенных балок (рис. 2.5, а).
Статический расчет балок осуществляют на ЭВМ или по
таблицам, статически неопределимых стержневых конструкций.
Изгибающие моменты и поперечные силы в опорных сечениях
определяют с использованием принципа независимости действия
постоянной и временной нагрузок.
Для равномерно распределенной нагрузки
Mf = (ag + Pr)/2; 2i = (Yg+Sr)/. (2.10)
31
Рис. 2.5. Расчетная схема главной балки (а), ее армирование сварными (о) и
вязаными (в) каркасами:
/—главная балка; //—второстепенная балка; III—плита; IV — колонна; V—дополнитель-
ные сетки; /... 10 — арматурные стержни
Для сосредоточенной нагрузки
Л/; = (а<7 + рИ)/; Q—yG + SK (2.11)
В выражениях (2.10) и (2.11) коэффициенты а, |), у и 3 зависят от
схемы нагружения балки временной нагрузкой, а также погонных
жесткостей ригеля и колонн.
При расположении временной нагрузки в двух смежных
пролетах и далее через один пролет получают максимальные
значения опорного момента ЛД.тах. При расположении данной
нагрузки через один пролет в загруженном пролете получают
максимальное значение пролетного момента Mj, max. Перерас-
пределение усилий учитывают путем умножения опорных момен-
тов на поправочный коэффициент х<1. При расчете много-
пролетных балок, нагруженных сосредоточенной или распределен-
ной нагрузкой, по предельным состояниям второй группы
коэффициент
х-3/(2+ 2^), (2.12)
где Z?- и Bj — жесткости сечений с трещинами соответственно в
пролете и на опоре.
При расчете балок по прочности принимают х^0,7 (см. § 1.6).
За расчетные значения изгибающих моментов на опорах
принимают моменты по грани колонны
Md = M~QhJ2, (2.13)
где 1гс— высота сечения колонны. Рациональную рабочую высоту
сечения главной балки вычисляют по (2.6) при Md.max..
Над колоннами пересекается продольная рабочая арматура
главных и второстепенных балок, а также плиты. Чтобы не менять
армирования второстепенных балок, стержни главной балки
опускаюзся вниз. Поэтому рабочая высота сечения этой балки над
колонной составляет hQ = h—(6...9) см. Здесь сечение балки являет-
ся прямоугольным, тогда как в пролете — тавровым с полкой в
сжатой зоне бетона.
При армировании главной балки два плоских каркаса доводят
до грани колонны и заводят за грани стены (рис. 2.5,6).
Дополнительные каркасы обрывают в соответствии с эпюрой
моментов. В вязаных арматурных каркасах часть стержней имеют
отгибы (рис. 2.5,/?). В местах обрыва или отгиба продольной
арматуры производится расчет наклонных сечений балок на
действие изгибающего момента.
Нагрузка от второстепенных балок на главную балку передает-
ся примерно в средней части высоты главной балки. Данная
нагрузка воспринимается поперечной арматурой главной балки и
дополнительными сетками (рис. 2.5, а). Площадь сечения верти-
кальных стержней сеток и хомутов определяется расчетом
элементов на отрыв.
33
2-258
При проектировании неразрезных железобетонных балок сле-
дует иметь в виду, что наименьшие их прогибы наблюдаются при
одинаковой площади сечения продольной растянутой арматуры на
опоре и в пролете.
2.2 Монолитные ребристые перекрытия
с плитами, опертыми по контуру
Конструктивное решение перекрытия. Плиты железо-
бетонного перекрытия работают в двух направлениях, если
отношение сторон опорного контура /2//j^3, где /2 и 1Х— соот-
ветственно больший и меньший их пролеты. Однако для
перекрытий, в которых контурные балки опираются на ко-
лонны, это условие соблюдается, если соотношение /2//t = 1...1,5
(рис. 2.6, а). Для часторебристых (кессонных) перекрытий преду-
сматривают квадратные плиты небольших размеров (рис. 2.6,6, в).
Балки кессонных перекрытий имеют одинаковую высоту. При
диагональном размещении короткие угловые балки создают
упругие опоры для более длинных балок (рис. 2.6, в). Поэтому
экономически кессонные перекрытия с прямоугольной и диаго-
нальной сетками балок являются равноценными.
Перекрытия с плитами, опертыми по контуру, распространены
в залах и вестибюлях общественных зданий. Толщина плиты
зависит от ее размеров в плане и интенсивности нагрузки. Она
составляет 50...140 мм, но не менее /j/50.
В пролете плиты армируют сварными сетками с рабочей
арматурой в каждом направлении. Одна сетка доводится до опор,
а другая размещается в средней части (рис. 2.6, г). Данная сетка не
доводится до опор на расстояния /г/4 и /2/4, если плита
примыкает к балке, или на расстояния /1/8 и /2/8, если плита
опирается свободно. Рабочие стержни верхней арматуры имеют
положение в сетках, приведенное на схеме рис. 2.6, г.
Плиты целесообразно армировать также узкими плоскими
сварными сетками с продольной рабочей арматурой. В пролете
сетки укладывают в два слоя во взаимно перпендикулярных
направлениях. При этом сетки с рабочими стержнями в направле-
нии пролета /] укладывают в нижний слой. Монтажные стержни в
сетках нижнего слоя должны быть снизу, в защитном бетонном
слое, тогда как в сетках верхнего слоя—сверху.
Плиты небольших размеров в плане можно армировать
стандартными рулонными сетками с продольными рабочими
стержнями. Рулоны в пролетах укладывают в два слоя, раскаты-
ваемых во взаимно перпендикулярных направлениях только по
средним полосам плит. В качестве надопорной арматуры приме-
няют плоские сварные сетки с рабочими стержнями в обоих
направлениях. Стержни могут быть параллельными ребрами или
балками, а также укладываться под углом 45" к ним (рис. 2.6,6).
34
Рис. 2.6. Конструктивное решение ребристых перекрытий с плитами опертыми по
контуру («, б, в). армирование плит плоскими (г) и рулонными (д) сетками, а также
схемы нагружения балок (е):
I- колонна; 2 плша: 3 балка; 4- ребра; 5- пролетная рулонная сетка; 6 — надопор-
ная сетка углов плиты
Расчет перекрытия с плитами, опертыми по контуру. Плиты,
опертые по контуру, рассчитывают кинематическим способом
метода предельного равновесия. Лишь в тех случаях, когда не
допускается образования трещин, плиты рассчитывают в упругой
стадии.
Для свободно опертой квадратной плиты опорные моменты
равны нулю, а пролетные
М^М2 = М = р12!2\. (2.14)
35
Если плита окаймлена по периметру балками или ребрами, то
опорные и пролетные моменты не отличаются между собой и
равны
Л/ = д/2/42. (2.15)
Балки перекрытия рассчитывают как главные балки перекры-
тия с балочными плитами с учетом перераспределения усилий.
При этом плиты передают нагрузку на балки в соответствии с
грузовыми площадями (рис. 2.6, е). Здесь gj—собственный вес
балки и части перекрытия; vk — временная нагрузка непосредствен-
но на балку; g + v — расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия.
Изгибающие моменты в первом пролете и на первой проме-
жуточной опоре
M = 0,7M1+(g1 + t;1)/2/ll; (2.16)
в средних пролетах и средних опорах
A/ = 0,53/1+(g1+r1)/2/16. (2.17)
Здесь момент в свободно опертой балке
^!-(g + v)/(/12 (2.18)
— при треугольной нагрузке и
A/1=(g + r)(3/?-/?)/1/24 (2.19)
—- при трапецеидальной нагрузке.
2.3 Сборные балочные перекрытия
Конструктивное решение перекрытий. Сборные ба-
лочные перекрытия являются в настоящее время наиболее
распространенными железобетонными конструкциями. Они обес-
печивают большую вариантность конструктивных решений при
небольшом числе типоразмеров элементов. Такие конструкции
значительно повышают производительность труда на строитель-
ной площадке. Однако для изготовления сборных изделий
требуются специальные заводы. Кроме того, сборный железобетон
требует больше арматурной стали, дополнительных транспортных
и подъемно-монтажных работ.
Сборные балочные перекрытия состоят из двух элементов:
панелей и ригелей или балок (при отсутствии колонн). Выбор
конструктивного решения перекрытий связан с направлением
ригелей (рис. 2.7).
Расположение ригелей поперек здания (рис. 2.7, а) обеспечивает
жесткость здания в главном — поперечном направлении, поэтому
его рационально применять в многоэтажных промышленных
зданиях. Наиболее экономичными плитами перекрытия таких
зданий являются ребристые панели. В продольных ребрах панелей
36
Рис. 2.7. Направление ригелей поперек (а) и вдоль (б) здания в сборном балочном
перекрытии:
I -балка; 2 колонна: 3 -панель
нетрудно сделать отверстия диаметром примерно 35 мм для
пропуска электротехнических проводов и крепления технологи-
ческих трубопроводов.
Продольное расположение ригелей дает возможность создать
гладкие потолки в длинных помещениях гражданских зданий
(рис. 2.7, б). В данном случае облегчается планировочное решение
зданий. В гражданском строительстве в качестве плит перекрытия
применяют плоские многопустотные панели (настилы). В отдель-
ных случаях применяют ребристые панели с ребрами вверх.
Однако устройство гладких потолков из ребристых панелей
затруднительно и дорого вследствие необходимости настила под
полы. При этом стоимость и конструктивная высота перекрытия
повышаются.
Для обеспечения унификации сборных элементов сетка колонн
составляет 6x6, 9x6, 9x9, 12 х 12 и 18 х 12 м. Следует отметить,
что стоимость перекрытий составляет 20...25% стоимости много-
этажного здания. Поэтому рациональное решение несущих конст-
рукций перекрытий способствует ощутимому снижению стоимости
здания или сооружения.
По расходу бетона наиболее экономичными являются ребрис-
тые панели. Однако при пролетах до 6 м по расходу арматурной
стали самые экономичные предварительно напряженные много-
пустотные панели. При пролетах 9 и 12 м рациональными
конструкциями являются ребристые двухконсольные панели типа
2Т. Если расстояние между ригелями 12... 18 м, то целесообразно
применять коробчатые настилы.
Конструирование и расчет ребристых панелей. Ребристые П-об-
разные панели (с ребрами вниз) номинальными размерами в плане
1,5x6 м являются наиболее приемлемыми при шаге колонн 6 м
(рис. 2.8, я). Применяют в строительстве панели также шири-
ной 3 м. Панели состоят из двух или трех продольных ребер,
37
I‘uc. 2.8. Ребристые панели перекрытия П-образного типа («, б), а также типа 2Т
пролетом 6 м (в) и 12 м (г):
К—седловидный каркас между панелями поперек балки
связанных между собой тонкой плитой (полкой), усиленной
поперечными ребрами.
Панели изготовляют из бетона класса В15...В35. Их армируют
напрягаемой арматурой классов A-IV, A-V, Ат-V, At-VI и К-7, а
также плоскими сварными сетками из арматуры класса Вр-1.
Ребра армируют плоскими каркасами из стали класса А-111.
Основные технико-экономические показатели панелей: приве-
денная толщина 61 мм и расход стали на 1 м2 площади 3,7...9,1 кг
соответственно при временной нормативной нагрузке на пере-
крытиях и = 5...25 кПа.
В тех случаях, когда временная нагрузка на перекрытии
превышает 10 кПа, то ребристые панели рекомендуют превращать
в неразрезные. С этой целью перед замоноличиванием шва
армируют сварными седловидными каркасами, пересекающими
ригель (рис. 2.8, о). Под нагрузкой, действующей после замоно-
личивания, такие панели работают как неразрезные балки.
Опыт строительства свидетельствует, что нецелесообразно
сильно увеличить высоту ребристых панелей. Так, при повышении
их высоты с 450 до 600 мм расход стали снижается лишь на
15...20%. Однако на столько же увеличивается расход бетона и
значительно повышается неполезный объем зданий.
Ребристые двухконсольные панели типа 2Т являются рацио-
нальными при унификации конструкции перекрытия с плитами
38
размерами в плане 3x12; 3x9 и 3x6м (рис. 2.8, в, г). Их
изготовляют из бетона классов В2О...ВЗО, армируют предвари-
тельно напряженными стержнями и канатами. Приведенная
толщина панели составляет 90... 144 мм при расходе арматуры
8... 12,7 кг на 1 м2 площади. Они рассчитаны на временную
нормативную нагрузку 5; 10 и 25 кПа при пролетах соответствен-
но 12; 9 и 6 м.
Расчет ребристых панелей начинают с расчета полки.
В П-образных панелях полка рассчитывается как плита, опертая
по контурам. Поперечные ребра считают защемленными в
продольных ребрах. Таким образом эти элементы рассчитывают
по методике, изложенной в § 2.2.
Методика расчета полки двухконсольных панелей типа 2Т
зависит от наличия поперечных ребер и расстояний между ними.
Рабочая арматура продольных ребер панелей определяется как для
однопролетной балки таврового сечения. Расчетный пролет пане-
лей зависит от опирания их по верху ригелей или на полки ригелей
и соответственно составляет
!=/0-b'f!2-. l=l0-c-b'f (2.20)
где /0 -расстояние между осями ригелей; Ь— верхняя ширина
ригеля; с—размер консоли ригеля.
Панели промышленных зданий должны быть запроектированы
и рассчитаны на нагрузку от одного автопогрузчика грузоподъ-
емностью 7,5 кН при толщине бетонного пола 50... 100 мм.
Наибольшее давление колеса принимается 12 кН при расстоянии
между колесами 760 мм.
Снижение маслопроницаемости бетона весьма актуально для
перекрытий промышленных зданий. Минеральные масла пропи-
тывают бетон и существенно снижают его прочность и сцепление с
арматурой. Плотность бетона повышается в 10 раз и более при
применении уплотняющей комбинированной добавки хлорного
железа и сульфитно-дрожжевой бражки. Повышение плотности
объясняется взаимодействием добавки с гидратом оксида кальция.
Конструирование и расчет многопустотных панелей. Много-
пустотные панели имеют высоту 220 и 260 мм, ширину 1190 мм, а
также 2490, 1590 и 990 мм. Длина панелей достигает 7240 мм и
более. Их изготовляют с круглыми и овальными пустотами
(рис. 2.9, а, б).
Многопустотные панели являются тонкостенными железобе-
тонными конструкциями. Минимальная толщина полок 30 мм,
межпустотных ребер 25...35 см. Расход железобетона на панели
составляет примерно 65% общего количества, приходящего на
плиты, ригели и колонны. Поэтому требуется применять в
строительстве экономичные панели перекрытия.
Наиболее экономичны по расходу бетона панели с овальными
пустотами. Однако после извлечения пустотообразователей верх-
39
Рис. 2.9. Многопустотные панели с круглыми (а) и овальными (6) пустотами,
эквивалентное двутавровое сечение (в), опирание панели по длинной стороне
(г), а также коробчатый настил (<)):
1 — продольная напрягаемая арматура; 2 - нижняя сварная сетка; 3 то же. верхняя;
/--вертикальный сварный каркас; 5 — jo же, сетка
няя полка растрескивается, а иногда и обваливается. Дефекты
такого рода обнаруживают также в панелях с круглыми пусто-
тами. Технологических трудностей можно избежать, если для
изготовления панелей применять бетон, армированный недефи-
цитной конструктивной фиброй.
Многопустотные панели изготовляю! из бетона классов
В15...В25. Продольную арматуру 0 10... 18 мм классов A-IV и A-V
подвергают электротермическому или групповому механическому
натяжению. Для панелей небольшой длины допускают применять
смешанное армирование, когда 30...50% стержней не подвергают
предварительному натяжению.
Для панелей, изготовляемых на длинных стендах методом
безопалубочного формования, применяют напрягаемую проволоч-
ную или канатную арматуру, располагаемую в нижней и верхней
40
зонах. Приведенная толщина бетона панелей с круглыми
пустотами 120... 150 мм, расход стали на 1м2 площади
8,5...10 кг.
Верхняя полка панели работает на местный изгиб меж-
ду ребрами как частично защемленная плита. Шаг попереч-
ных стержней 0 4Вр-1 верхней сетки определяют с учетом
изгибающего момента М=р12 /16, где /—максимальное рас-
стояние в свету между ребрами. Сетку нижней полки ставят
по конструктивным соображениям. Для обеспечения анкеровки
напрягаемой арматуры по концам панелей размещают корыто-
образные сетки.
В панелях высотой до 300 мм допускается поперечную армату-
ру не устанавливать в тех зонах, в которых не ожидается
образование наклонных трещин.
Многопустотные панели рассчитывают как свободно лежащие
однопролетные балки. Расчетный пролет панелей принимают по
(2.20). Сечения пустотных панелей приводят к эквивалентному
двутавровому профилю (рис. 2.9, в). При этом круглые или
овальные пустоты заменяют соответственно квадратными или
прямоугольными с той же площадью и моментом инерции. При
толщине сжатой полки h.'г^0,1 h расчетная ширина полки не
должна превышать значения
b'f= 12 (и— l)hf + h. (2.21)
где п—число ребер в поперечном сечении панели; b — суммарная
ширина межпустотных ребер панели.
При хорошем замоноличивании швов между панелями можно
принимать в расчетах, что соседним, менее нагруженным панелям,
передается до 20% местной нагрузки.
Ино1да широкие панели опирают на стены коридоров
и проходов по длинной стороне (рис. 2.9,?). При этом па-
нели армируют напрягаемой проволочной или стержневой ар-
матурой поперек пустот. Поскольку такие панели разрушают-
ся практически одновременно с образованием первой трещи-
ны, площадь сечения напрягаемой арматуры следует увеличить
на 15%.
Многопустотные плиты можно проектировать как опертые по
трем сторонам, если обеспечена прочность межпустотных ребер на
срез. Во избежание хрупкого разрушения панели должны иметь
дополнительную рабочую арматуру поперек пустот. Площадь
сечения рабочей арматуры обоих направлений определяется по
методу предельного равновесия.
Конструирование и расчет коробчатых настилов. Предваритель-
но напряженные коробчатые настилы пролетом 9... 18 м применя-
ются для перекрытий при действии временных нормативных
нагрузок г = 2...10кПа (рис. 2.9, е).
Толщина полок настилов составляет 30...40 мм, стенок 50...
41
...65 мм. Высоту поперечного сечения принимают равной 1/20
пролета. Таким образом настилы являются тонкостенной склад-
чатой конструкцией с крупногабаритными пустотами. В пустотах
размещают инженерные коммуникации.
Настилы изготовляют из бетона классов В25...В35, армируют
канатами класса К-7 или стержнями классов A-V и A-VI, а также
сетками из арматурной проволоки класса Вр-I. При нагрузке
v = 10 кПа расход арматурной стали составляет 9,8...14,3 кг/м2 при
приведенной толщине бетона 100...150 мм.
Расчет коробчатых настилов рекомендуется производить как
пространственной конструкции на ЭВМ по программам, основан-
ных на методе конечных элементов. Приближенно настилы
рассчитывают как балки эквивалентного двутаврового попе-
речного сечения.
Конструирование и расчет ригелей. Форма поперечного се-
чения ригеля зависит от назначения здания или сооружения,
типа панелей перекрытия и их длины. В промышленных зда-
ниях принимают ригель прямоугольного и таврового с пол-
кой вверху сечения (рис. 2.10, а). В гражданских зданиях, как
правило, форма сечения ригелей тавровая с полкой внизу
(рис. 2.10,6).
Сборные ригели изготовляют из бетона классов В15...ВЗО.
Ригели длиной не более 6 м обычно армируют каркасами
из ненапрягаемой арматуры класса А-1П. При пролетах
9 мм и более, как правило, применяют предварительно на-
пряженные ригели. Конструирование предварительно напряжен-
ных ригелей зависит от требований к их трещиностойкости.
В верхней части стыка ригеля с колонной располагают про-
дольные стержни для восприятия надопорных изгибающих
моментов.
Ригели многопролетных перекрытий являются элементами
рамной конструкции многоэтажных зданий. Однако при сво-
бодном опирании концов ригеля на наружные стены при про-
летах, отличающихся не более чем на 20%, и небольшой
временной нагрузке можно пренебречь влиянием колонн
Рис. 2.10. Типы ригелей перекрытий промышленного («) и граждан-
ского (б) зданий
42
на перераспределение усилий. Сборные ригели перекрытия рас-
считывают как неразрезные главные балки монолитного реб-
ристого перекрытия. Расчет ригелей по прочности производят с
учетом образования пластических шарниров, приводящих к вы-
равниванию изгибающих моментов между опасными сечениям.
Высоту поперечного сечения ригеля с ненапрягаемой армату-
рой определяют с учетом оптимального армирования. Такому
армированию соответствует относительная высота сжатой зоны
£, = д- / Ло = 0,3...0,35. При грани колонны изгибающий момент
Md = М — QhcI'2, где hc — высота сечения колонны. Рациональ-
ную рабочую высоту сечения ригеля определяют по (2.6) при
Л/max ” АТ/, max.
2.4 Сборно-монолитные балочные перекрытия
Сборно-монолитные железобетонные перекрытия пред-
ставляют собой рациональное сочетание и объединение сборных
изделий с монолитным армированным или неармированным
бетоном. Сборно-монолитные конструкции обеспечивают преиму-
щества индустриального возведения перекрытий, поскольку сбор-
ные элементы изготовляют на заводах, а укладку монолит-
ного бетона производят практически без применения опалубки
(рис. 2.11).
Вследствие монолитности и статической неопределимости
трещиностойкость и жесткость сборно-монолитных перекрытий
значительно повышаются. Поэтому такие перекрытия целесооб-
разно применять при действии динамических и местных концент-
рированных нагрузок, а также при наличии агрессивной окружаю-
щей среды. Кроме того, путем омоноличивания сборных элемен-
тов можно ощутимо увеличить пролеты несущих конструкций.
Шпоночное сопряжение между монолитным бетоном и сбор-
ными панелями с вырезами (рис. 2.11, а) обеспечивает достаточно
надежную совместную работу элементов перекрытия. В. некоторых
случаях монолитный бетон может служить в качестве полов
перекрытий промышленных зданий. Класс монолитного бетона
определяют после проверки прочности контакта на срез и смятие
сдвигающим усилиям.
Для возведения гладких сборно-монолитных перекрытий реко-
мендуют применять несъемную железобетонную или армоцемент-
ную опалубку (рис. 2.11,6). Опалубочные элементы изготовляют
из бетона классов В15...В25 и армируют сварными, ткаными или
комбинированными сетками.
Сборно-монолитные кессонные перекрытия с балками в двух
направлениях (рис. 2.11, в) отличаются простотой конструктивного
решения, индустриальностью и экономичностью. Их выполняют
из предварительно напряженных балок одного направления и
ребристых квадратных плит, которые низкими ребрами опираются
43
Рис. 2.11. Сборно-монолитные ребристые (</) и гладкие (б) настилы, кессоны (в) и
балочные перекрытия (г. <)):
1 — монолитный бетон: 2 - сборная панель с вырезами: J несъемная железобетонная или
армоцементная опалубка с рабочей арматурой; 4 предварительно напряженная балка;
5 —сборная ребристая плита; 6 - сборная ребристая панель: 7 -профилированный стальной
настил: 8 - арматурный каркас
на балки, а высокими образую! опалубку для возведения балок с
непапрягаемой арматурой другого направления. Поэтому такие
перекрытия могут эффективно применяться в гражданском строи-
тельстве для перекрытия помещений прямоугольной в плане
формы.
Переход на укрупненные сетки колонн может быть ре-
шен путем применения сборно-монолитных балочных перекрытии
(рис. 2.11, г). Ребристые панели опирают на полки предварительно
напряженных ригелей или балок, изготовленных из бетона классов
В25...В35, при сварке соответствующих закладных деталей. После
установки надбалочпой арматуры между сборными панелями и
сварочной стыковки выпусков горизонтальных стержней из колонн
и ригелей швы между элементами перекрытия замоноличивают.
С этой целью ребра панелей имеют пазы, при заполнении которых
образуются шпонки для обеспечения совместной работы элемен-
тов перекрыл ий.
44
При значительных пролетах панелей и ригелей сборно-моно-
литного перекрытия, а также при действии больших временных
нагрузок целесообразно надопорную рабочую арматуру подвер-
гать предварительному напряжению в стадии монтажа конструк-
ции. Стержни натягивают электротермическим способом путем их
анкеровки в упорных закладных деталях. Предварительное напря-
жение позволяет производить искусственное регулирование усилий
и получить рациональное армирование сборно-монолитных пере-
крытий.
Рациональные конструктивные решения сборно-монолитных
перекрытий можно получить при применении сборных ригелей и
профилированных оцинкованных стальных настилов (рис. 2.11,Э).
2.5 Монолитные
безбалочные перекрытия
Конструирование монолитных безбалочных перекры-
тий. В таких перекрытиях гладкая железобетонная плита опирается
непосредственно на колонны с капителями (рис. 2.Т2). Капители
обеспечивают жесткое сопряжение плиты с колоннами, увеличивая
тем самым несущую способность перекрытия. Кроме того,
капители повышают прочность плиты на продавливание. Конструк-
ция и размеры капителей зависят от интенсивности нагрузки и
расстояний между колоннами.
По приведенной толщине бетона балочные перекрытия эконо-
мичнее безбалочных. Однако безбалочные перекрытия позволяют
лучше использовать объем помещений, а тем самым снижать
объем зданий и сооружений. Поэтому их широко применяют для
многоэтажных холодильников, складских зданий, гаражей и т. п.
При временной нормативной нагрузке г=10кПа и более безба-
лочные перекрытия зданий являются рациональнее балочных. При
прямоугольной сетке колонн отношение большего пролета /2 к
меньшему /L не должно превышать 1,5.
Толщина плиты Ал(1/35...1/32)/2 при применении тяжелого
бетона и /7sfc(l/30... 1/27)Z2-— легкого бетона на пористых заполни-
телях. Прогиб перекрытия в середине плиты не должен превышать
Zj/lOOO, т. е.
./ % 0,01(/t + /i) / (Ehli 3) /, /1 000. (2.22)
Отсюда получаем, что толщина плиты
h > (2-23)
Монолитные безбалочные плиты армируют плоскими или
рулонными сварными сетками (рис. 2.12, а). При этом пролетные
моменты воспринимаются сетками, уложенными в нижней зоне, а
опорные — в верхней зоне нлиты. Капители колонн армируют по
конструктивным соображениям (рис. 2.2,6). Их арматура воспри-
45
Рис. 2.12. Конструктивное решение плит (и) и капителей (б. к) монолитного
безбалочного перекрытия:
/ рабочая арматура: 2 конструктивная арматура
нимает усилия, вызываемые усадкой бетона и температурно-влаж-
ностным режимом окружающей среды.
Применение напрягаемой арматуры позволяет уменьшать
толщину плит, повышать трещиностойкость перекрытия, уве-
личить расстояние между колоннами, а также отказаться
от капителей. Предварительно напряженные канаты могут иметь
или не иметь сцепления с бетоном. В первом случае их
располагают в металлических трубках, в которые нагнетают
раствор. Во втором случае канаты располагают в полиэтиленовых
трубках со смазкой.
К несложному конструктивному решению относится поло-
совое расположение напрягаемой арматуры по линиям ко-
лонн (рис. 2.13, а). Обычная непапрягаемая арматура в ви-
де сварных сеток размещается в нижней зоне плит. В зо-
нах расположения полосовой напрягаемой арматуры ставят
перпендикулярные ей ненапрягаемые арматурные стержни. На-
46
Рис. 2./3. Размещение напрягаемой арматуры в монолитной плите перекрытия (<?)
и расположение ее над колонной (б):
/ — напрягаемая канатная арматура: 2 -- колонна
Рис. 2.14. Направление пластических шарниров при полосовой нагрузке (а) и
сплошном загружении (б) монолитного безбалочного перекрытия:
/раскрытие трещин сверху; 2 то же. снизу
спрягаемая арматура сильно повышает прочность плит на про-
давливание.
Экспериментальные исследования свидетельствуют, что для
расчета по прочности плиты безбалочных перекрытий вполне
применим метод предельного равновесия. При этом рассматри-
вают две схемы излома плиты перекрытия.
Расчет на излом продольной илн поперечной полосы плит разных
рядов (рис. 2.14, а). Такой расчет производят при полосовой
нагрузке, действующей через один пролет. При этом возникают
47
линейные пластические шарниры, параллельные оси данной
полосы; один в пролете с раскрытием трещин снизу и по одному у
опор с раскрытием трещин сверху.
Виртуальная работа внешней нагрузки W определяется без
учета положительного влияния распора на несущую способность
плиты, т. е. при коэффициенте г| — 1. Тогда работа
Wp = pV=plJ\l,-2c.}l2^plMh-2cxyi2, (2.24)
где e = /g0=./7(/1/2-c1).
Виртуальная работа внутренних усилий
Wm = 2M3e + M12e = 2Q(M3 + Ml). (2.25)
Здесь опорный изгибающий момент М3 = RSAS323 и пролетный
М} =RsAsizx, где z3 и —плечи внутренней пары сил в опорном
и пролетном пластических шарнирах.
С учетом кинематического способа расчета из условия 14',,= Wm
получаем расчетное выражение
+ )/[(/_-2с_)2/2]. (2.26)
Расчет на излом плиты перекрытия по (2.26) является
основным. Аналогично в другом направлении плиты расчетное
выражение имеет вид
p^Rs(А^ + A,s2-2) / [(/2 - 2сг )2/3 ]. (2.27)
В практических расчетах рекомендуют принимать соотношения
площадей сечения рабочей арматуры в следующих пределах:
Л,7(Л1+Л,з) = 0.33...0.5 или Л2/(Л2 + Л,4) = 0,5...0.67. (2.28)
В том случае, когда край плиты свободно опирается на
массивную стену, расчет на излом пристенной полосы производят
без учета верхней арматуры плиты па степе.
Расчет на одновременный излом смежных панелей разных рядов
(рис. 2.14,о). Данный расчёт является вспомогательным. Его
можно не производить при наличии капителей ломаного очерта-
ния (см. рис. 2.12,«).
Линейные пластические шарниры возникают взаимно перпенди-
кулярно и параллельно рядам колонн при сплошном нагружении
безбалочного перекрытия. Каждая плита делится линиями излома
на четыре звена, вращающихся вокруг опорных линейных плас-
тических шарниров, оси которых расположены в зоне капите-
лей. При квадратной панели /,=/, = / и расчетное выражение
имеет вид
+ )/ [Р(I — 2с/7)], (2.29)
где AS3 и z3 —соответственно площадь сечения верхней рабочей
арматуры на один погонный метр плиты и плечо внутренней пары
сил; Asi и z,—то же, нижней (пролетной) арматуры.
48
Расчет плиты на продавливание. Поскольку поперечная армату-
ра в безбалочных перекрытиях отсутствует, то расчет плиты на
продавливание производят из условия
F^O,67(pb4.RbtUmho. (2.30)
Здесь F=p(lvl2—ab)—продавливающая сила, равная нагрузке на
колонну за вычетом нагрузки на капитель размерами в плане
axb; срь4= 1,5; 1,25 и 1,2 — соответственно для тяжелого, мелко-
зернистого и легкого бетона; £/т = 2(д + /) + 2/г0) — среднеарифме-
тическое значение периметров верхнего и нижнего оснований
усеченной пирамиды; h0— рабочая высота плиты над капителью.
2.6 Сборные безбалочные перекрытия
Сборные безбалочные перекрытия с квадратными в
плане панелями (рис. 2.15). Конструкция данного перекрытия
состоит из трех основных элементов: пролетной панели, межко-
лонной панели и капители. Номинальные размеры гладких
сборных элементов в плане 3 х 3 м при рациональной сетке колонн
6 х 6 м.
Перекрытия применяют при временных нормативных нагруз-
ках и = 5...30 кПа. Возведение перекрытия начинается с монтажа
Рис. 2.15. Конструктивное решение сборного безбалочного перекрытия с квадрат-
ными в плане панелями:
1 пролетная панель; 2 межколонная панель; 3—капитель; 4— колонна; 5 - стальной
элемент; 6 — бетон замоноличивания пазов
49
Рис. 2.16- Конструктивное решение сборного безбалочного перекрытия с треуголь-
ными в плане панелями:
/ — панель: 2—колонна: 3— стена; 4- напрягаемая арматура
капителей, которые опирают на стальные столики и приваривают
к ним. Верх капителей соединяют с колонной посредством
приварки четырех стальных элементов. На капители устанавли-
вают межколонные панели, а на них — пролетные панели, опираю-
щиеся на межколонные панели выпусками арматуры.
После выверки смонтированных элементов производят соеди-
нение электросваркой выпусков арматуры со стальными заклад-
ными деталями элементов. Пазы, которые предусмотрены по
периметру всех сборных элементов, тщательно заполняют бето-
ном. Жесткость соединения сборных элементов обеспечивается
шпоночными сопряжениями. Все сборные элементы армируют
сетками из стали класса А-Ш.
Пролетные плиты имеют размер в плане 2980 х 2980 мм.
Межколонные плиты приняты с размером в плане 3280 х 2980 мм.
Плиты изготовляют из бетона классов В25...ВЗО и армируют
пространственными каркасами, сетками, закладными изделиями и
отдельными стержнями. Капители изготовляют из бетона классов
В20...В40.
Пролетные плиты рассчитывают по методу предельного
равновесия как плиты, опертые по контуру. С учетом свободного
опирания пролетные изгибающие методы составляют
М1 = М2=р/2/24. (2.31)
Изгибающие моменты в межколонной панели определяют как
для неразрезной балки. С учетом перераспределения усилий
50
надопорный и пролетный изгибающие моменты
Л71 = -Л/,=р/216. (2.32)
где расчетный пролег / составляет 1,05 расстояния в свету между
капителями.
Капители рассчитывают в обоих направлениях на нагрузку от
опорных давлений и изгибающих моментов межколонных плит.
Достоинством сборных безбалочных перекрытий данного типа
является индустриализация железобетонных работ при возведении
конструкций, работающих под большими нагрузками. Поэтому
такие перекрытия применяют в промышленных зданиях и соору-
жениях.
Сборные безбалочные перекрытия с треугольными в плане
панелями (рис. 2.16). Такие перекрытия позволяют повышать
индустриализацию сгрои гельсгва общее!венных зданий. Следует
отметить, что конструкция перекрытия состоит лишь из од-
ного элемента — треугольной в плане многопустотной панели
(рис. 2.16, в).
Крупноразмерные треугольные панели применяют при типо-
вом шаге колонн 6x6 (рис. 2.16.а). При шахматном расположе-
нии сетки колонн каркаса можно вписать между колоннами
помещения размерами в плане 8,5x8.5 м (рис. 2.16,б).
Треугольные панели рассчитывают по методу предельного
равновесия. Их армируют двумя плоскими сетками с рабочей
арматурой класса А-1П. В грани длиной 8.135 м ставят напрягае-
мую арматуру класса A-IV или А-V. Панели изгоювляют из
бетона класса В20.
По сравнению со сборными балочными перекрытиями граж-
данских зданий безбалочные перекрытия с треугольными плитами
позволяют снижать расход материалов, значительно сократи 1ь
количество типоразмеров индустриальных изделий и примерно
в два раза уменьшить трудозатраты при монтаже несущих
конструкций.
2.7 Сборно-монолитные
безбалочные перекрытия
Такие перекрытия сохраняют достоинства монолит-
ных и сборных безбалочных перекрытий, г. е. они позволяют
избежать перерасхода арматурной стали при индустриализации
строительных работ. Объем монолитного бетона составляет
50...70% общего объема бетона перекрытия.
Как видно из рис. 2.17. опалубкой для мополипюю бетона
служат сборные предварительно напряженные элементы, представ-
ляющие собой монтажные пролетные и межколоппые плиты.
Опалубочные плиты укладывают после укрепления капителей в
51
Рис. 2.17. Конструктивное решение сборно-монолитных безбалочных перекрытий:
/ несъемная железобетонная пролетная опалубка: 2 то же, межколонная опалубка:
3 капитель: 4 — колонна; 5 - монолитный бетон
проектном положении. После этого в зонах действия опорных
изгибающих моментов укладывают сварные сетки верхней ар-
матуры.
Расчет сборно-монолитных перекрытий выполняют для двух
стадий их работы. В стадии монтажа опалубочные элементы
перекрытия рассчитывают как конструкции сборного железобетона
на нагрузку от их собственного веса, а также веса свежеуложен-
ного бетона и монтажных воздействий. В эксплуатационной
стадии перекрытия рассчитывают как монолитные.
2.8 Безбалочные перекрытия,
возведенные
методом подъема
Сущность возведения перекрытий методом подъема
состоит' в том, что на полу подвалй или первого этажа будущего
здания предварительно изготовляют или монтируют из отдельных
сборных элементов большегабаритные плиты, которые затем по
направляющим опорам (колоннам) поднимают вверх и закрепля-
ют на проектных отметках. В большинстве случаев монолитные
плоские плиты перекрытий зданий или сооружений изготовляют в
виде пакета (рис. 2.18, а).
Направляющими опорами служат как колонны, так и железо-
бетонные стволы (ядра) жесткости зданий. На проектные отметки
покрытия поднимают с помощью специального оборудования, в
виде подъемников и домкратов. Плиты перекрытий поднимают,
начиная с верхней, по одной или по нескольку плит вместе.
Согласно другому способу монтажа плиты поднимают все вместе
(в пакете) и прикрепляют к колоннам на проектной отметке,
начиная с нижней плиты.
Основное преимущество метода подъема перекрытий состо-
52
Рис. 2.18. Схема безбалочного перекрытия, возведенного методом подъема (г/), и
принцип армирования пли гы в зоне воротника (б. «):
/—пакет монолитных пли): 2 пли га в стадии подъема на промеж} iочной о менее:
5 колонна: 4 меньыический ворошик: 5 нижние ар.мапрные оержии; 6 то же,
верхние
ит в том, что создается возможность возведения зданий раз-
ной конфигурации в плане при любом варианте размещения
колонн. Кроме того, данный метод позволяет значительно
сократить тру до- и энергозатраты в строительстве, а также
снижать расход бетона и арматурной стали в гражданских
зданиях.
Монолитные неразрезные плиты являются горизонтальными
диафрагмами зданий. Безбалочное и бескапительное перекрытия
дает возможность уменьшать объем зданий и обеспечивает
свободную планировку этажей. Плиты изготовляют толщиной
160...220 мм из тяжелого или легкого бетона класса В15. Пли-
ты имеют отверстия для пропуска инженерных коммуникаций
и закладные детали для крепления наружных ограждающих
конструкций.
Плиты соединяют с колоннами через стальные воротники
(рис. 2.18,6, в). Конструкция воротника используется для восприя-
тия опорных усилий при подъеме плит и выполнение функции
направляющих. При монтаже перекрытий нагрузку от плиты
передают колоннам с помощью штырей. Для создания жестких
53
узлов воротник должен привариваться к закладным деталям
колонны.
Плиты перекрытия проектируют с консольными выносами
по периметру. Этим обеспечиваются не только рациональ-
ные архитектурно-планировочные решения, но также выравни-
вание величин опорных и пролетных изгибающих моментов.
Минимальный вылет консоли составляет 400 мм от наружной
грани колонны.
В стадиях подъема и временного закрепления к колоннам
плиты работают как изгибаемые плоские конструкции на шарнир-
ных опорах. В расчетах учитывается нагрузка от веса конструкции
и подъемно-монтажного оборудования. В эксплуатационной ста-
дии расчет плит производят с учетом жест кост и соединений плит с
колоннами. Кроме других нагрузок следует учитывав усилия,
возникающие у края плиты при изгибе внутренних стен здания, в
том числе ствола жесткости.
ГЛАВА
Конструкции
многоэтажных
зданий
3.1 Каркасные здания
промышленного типа
Конструктивное решение зданий с балочными перекры-
тиями. Многоэтажные промышленные здания проектируют, как
правило, с полным несущим каркасом. В таких каркасах ригели
опирают лишь на колонны, в том числе расположенные у
наружных стен здания.
В многоэтажных зданиях с балочными перекрытиями размеща-
ют производства с вертикальными технологическими процессами,
в том числе приборостроения, легкого машиностроения, хими-
ческой и легкой промышленности и т. п. Такие здания применяют
также в качестве административно-бытовых, лабораторных и т. п.
корпусов предприятий. Здания проектируют в зависимости от
назначения высотой от 2 до 10 этажей.
Каркас зданий конструируют с балочными перекрытиями двух
типов. В перекрытиях типа 1 ребристые панели опирают на полки
ригелей (рис. 3.1,а). В перекрытиях типа 2 сборные плиты
опирают на ригели прямоугольного или Т-образного поперечного
сечения (рис. 3.1, б). Здания с мостовыми кранами в верхнем этаже
/ колонна; 2 ригель; J- рядовая панель: 4 межколонная панель; 5— спаренные
выпуски арматуры ригеля; 6 —то же, одиночные; 7 — монтажный сварной шов
решают обычно с перекрытиями типа 2. Во многих случаях
конструкции двухэтажных зданий с укрупненной сеткой колонн в
ерхнем этаже применимы не только для предприятий тяжелой но
другой индустрии. Замена одноэтажных зданий двухэтажными
юзволяет лучше использовать территории предприятий, сокра-
ить протяженность коммуникаций и снижать стоимость строи-
ельства.
Несущие вертикальные конструкции могут быть рамными,
>амно-связевыми и связевыми. В рамных системах все нагруз-
ки воспринимают элементы рам с жесткими узлами. В рамно-
связевых системах совместно работают рамы с жесткими уз-
лами и вертикальные диафрагмы. В связевых системах вер-
тикальные нагрузки воспринимают элементы каркаса, а гори-
зонтальные— вертикальные диафрагмы. При этом ригели крепят
к колоннам шарнирно. По технологическим соображениям при-
меняют в основном рамный каркас. Пространственная жест-
кость зданий обеспечивается в поперечном направлении много-
этажными рамами с жесткими узлами, а в продольном направ-
лении— вертикальными связями, состоящими из стальных про-
филей (рис. 3.1, в).
В тех случаях, когда по технологическим условиям вертикаль-
ные связи не могут быть поставлены, применяют продольные
рамы.
Унифицированный каркас зданий имеет сетку колонн 6x6; 9x6
и 12x6 м при временных нормативных нагрузках г = 5...30кПа.
Дополнительные сетки колонн 9x9; 12x9; 12 х 12 м применяют
при нагрузках соответственно 5... 15; 5... 10 и 5 кПа.
Увеличение пролета ригелей с 6 до 12 м позволяет повысить
степень использования производственной площади, изменить
технологический процесс производства и снизить трудоемкость
монтажа каркаса на 15...20%. Для зданий с повышенными
расстояниями между колоннами расход стали повышается, однако
приведенные и эксплуатационные затраты и сметная стоимость
единицы производственной площади снижаются.
Ширина многоэтажных зданий зависит от технологических
условий и требований освещенности. Естественное освещение
обеспечивается при ширине зданий до 24 м. При ширине 30 м и
более требуется сочетание естественного и искусственного ос-
вещения.
Высота этажей зданий составляет 3,6; 4,8; 6 и 7,2 м. Высоту
всех этажей, кроме верхних, принимают равными расстоянию
между поверхностями полов смежных этажей. Для верхнего этажа
высота является равной расстоянию от чистого пола до верха
утеплителя покрытия условной толщины 100 мм. Для зданий,
имеющих верхний этаж пролетом 18 м, высоту верхнего этажа
принимают равной расстоянию от чистого пола до низа стропиль-
ной конструкции.
57
Для зданий с балочными перекрытиями применяют колонны
сечением 400 х 400 и 400 х 600 мм консольного типа высотой в
один или два этажа. Колонны стыкуют на высоте 600 мм от
уровня пола. Класс бетона колонн нижних этажей не менее В25.
Рабочая арматура колонн класса А-Ш.
На консоли колонн в поперечном направлении укладывают
ригели, а по ним крупноразмерные панели и коробчатые настилы.
Ригели монтажной сваркой или самозацепляющими деталями
закрепляют с колоннами в местах консолей, а также ванной
сваркой выпусков верхних продольных стержней ригелей с
арматурой такого же диаметра, пропущенной сквозь колонны.
После заполнения зазоров между колоннами и торцами ригелей
бетоном обеспечивается жесткость узлов рамы.
При больших пролетах ригелей или при действии больших
нагрузок используют методы предварительного напряжения конст-
рукций в стадии монтажа каркаса многоэтажных зданий. При
этом сборные ригели объединяют в статически неопределимые
системы. Путем регулирования в рамах создают искусственное,
наиболее выгодное напряженное состояние. Вследствие повышения
жесткости и трещиностойкости элементов и узлов рам каркас
здания по работе не уступает монолитному предварительно
напряженному каркасу, а по методу возведения приближается к
сборному.
Конструктивное решение зданий с безбалочными перекрытиями.
Безбалочные перекрытия имеют меньшую высоту, чем балочные,
что позволяет значительно уменьшать кубатуру здания, а тем
самым и его стоимость. Кроме того, при наличии плоских
перекрытий упрощае гея прокладка трубопроводов и друз их
коммуникаций. Высота этажей составляет 3,6 и 4,8 м.
Пространственный каркас зданий с безбдлочными перекрытия-
ми решают по рамной схеме в обоих направлениях (рис. 3.2, а).
Ригелями многоэтажных и многопролетных рам служат безба-
лочная плита, жестко связанная с колоннами при помощи
капителей. Наружные стены смешают с оси крайнего ряда колонн
на расстояние 620... 1510 мм. Величину 620 мм принимают при
наличии навесных стен.
Для наружных стен зданий с безбалочными перекрытиями
рекомендуют применять стеновые панели, устанавливаемые верти-
кально на фундаментные балки. При выборе типа стен следует
иметь в виду, что в условиях повышенной влажности и в
агрессивных средах, например при возведении холодильников,
навесные стены применять не рекомендуется из-за коррозии
крепежных деталей.
Сборные колонны каркаса принимают одно-, двух- и трех-
этажной разрезки. Размеры их поперечного сечения 400x400...
...500 х 500 мм. Колонны изготовляют из бетона классов В15...В45.
Колонны армируют пространственными каркасами из стали
58
Рис. 3.2. Конструктивное решение каркаса многоэтажною промышленного здания
с безбалочными перекрытиями (а) и межферменными этажами (б):
I колонна: 2 капитель: 3- плита перекрытий: 4 бсзраскоеная ферма
класса А-Ш. В колоннах предусматривают закладные детали для
крепления капителей.
Конструктивное решение зданий с межферменными этажами. Для
обеспечения непрерывной модернизации технологии производства
в некоторых производственных зданиях целесообразно устроить
каркасы с межферменными этажами (рис. 3.2. б).
Большие пролеты здания перекрывают безраскосными железо-
бетонными фермами. В пределах конструктивной высоты ферм
устраивают помещения, в которых размещают инженерное обору-
дование и коммуникации. Они также служат бытовыми, складски-
ми и другими веномо!ательными помещениями. Высота межфер-
менных этажей от 2,4 до 3,6 м, а производственных этажей 3,6; 4,8
п 6 м.
Железобетонные фермы являются ригелями многоэтажного
каркаса, поэтому их жестко соединяю! с колоннами. С этой целью
крайние сюйки ферм имеют выступы с закладными деталями,
которые соединяют с соответствующими деталями колонн ниже- и
вышележащих этажей.
Панели перекрытия здания с межферменными этажами приме-
няют двух 1ИПОВ. На верхний пояс ферм укладывают П- или
2Т-образные ребристые панели, поскольку они воспринимают
нагрузку производственных помещений. На нижний пояс ферм
опирают многопустотные или ребристые панели, предназначенные
для перекрытий вспомогательных зданий.
Принцип расчета каркаса многоэтажных промышленных зданий.
Временную длительную нагрузку составляет вес стационарного
оборудования, хранимых материалов и изделий, а также вес
59
людей и деталей в зонах обслуживания оборудования. Коэф-
фициент надежности по временной нагрузке yz=l,2.
Расчетные усилия для элементов рам в эксплуатационной
стадии определяют исходя из двух сочетаний нагрузок.
В первое сочетание нагрузок входят постоянная, временная
длительная и одна кратковременная нагрузки. Конструкции
верхних этажей, кроме того, проверяют на сочетание, в котором в
качестве кратковременной нагрузки учитывают нагрузку от под-
весного транспорта или снега.
Во второе еочетание нагрузок входят постоянная, временная
длительная и все кратковременные нагрузки с учетом коэф-
фициентов их сочетаний. При определении ширины раскрытия
трещин в ригелях ветровую нагрузку принимают в количестве
30% нормативного значения.
В стадии возведения каркаеа зданий учитывают сочетание
следующих нагрузок: собственный вес конструкций, скоростной
напор ветра и монтажная нагрузка 2,5 кПа для сеток колонн 6x6
и 9 х 6 м. а также 1 кПа для другой сетки. При расчете учитывают
возможность возведения каркаса без замоноличивания узлов рам,
которое может быть выполнено после окончания монтажа
конструкций всех этажей здания. Однако замоноличивание сопря-
жений колонн с фундаментами требуется выполнить до начала
монтажа ригелей.
Расчет рам каркаса на горизонтальные (ветровые) нагрузки
можно выполнять приближенным методом. При этом горизон-
тальную нагрузку заменяют сосредоточенными силами, приложен-
ными к узлам многоэтажных рам. Считают, что нулевые точки
эпюры изгибающих моментов колонн расположены в середине
высоты этажа hr. В первом этаже эти точки находятся на
расстоянии 2/3 высоты от места защемления.
Поперечные силы рамы /'-го этажа распределяют между
отдельными колоннами пропорционально их жесткостям. Тогда
поперечная сила А-й колонны
т
qc=q,bc;l вг (3.1)
;= 1
где Вс— изгибная жесткость сечения колонны; т — число колонн в
ярусе.
Поскольку к крайним колоннам рам присоединяют ригель
только с одной стороны, жесткость колонн снижается путем
умножения показателя Вс на коэффициент р = 0,54; 0,56; 0,62; 0,7;
0,75 и 0,79 при отношении погонной жесткости ригеля крайнего
пролета ii=Bl,dl к погонной жесткости крайней колонны (примы-
кающей к узлу снизу) iinf = BJhr соответственно 0,25; 0,5; 1; 2; 3 и
4. Для крайних колонн первого этажа принимают р = 0,9.
Изгибающие моменты А-й колонны яруса (кроме первого
этажа) составляют
60
Рис. 3.3. К расчету колонн каркаса с безбалочными перекрытиями на
вертикальную нагрузку
Mk.sup = Mk,inf = Qkhrl2. (3.2)
Изгибающие моменты в верхнем и нижнем сечениях колонн
первого этажа рассчитывают из выражений
ЛЛ5нР = еЛ/3 и MXinf=2Qkhr/3. (3.3)
Расчет изгибающих моментов в колоннах каркаса с безбалочны-
ми перекрытиями, вызываемых вертикальными нагрузками, также
можно производить по приближенной методике (рис. 3.3). Узловой
момент
M=/?K1+A3)(i-^)(03^/i+OT6eJ2!/?)/(o,64/f), (3.4)
где 03 = As3/(Asl + .4s3); 0j = Asl/(Asl + As3), (3.5)
распределяют между моментами Msup и Minf колонн, примыкаю-
щих к рассматриваемому узлу рамы.
Для средних колонн каркаса изгибающие моменты
М sup = + bn f + 0’ Millf = Miinf/(isup + iinf + z), (3.6)
где isup = Bc su Ihp, iinf = Bc inf!hp i= ВЦХ—погонные жесткости соот-
ветственно колонн и плиты перекрытия шириной, равной рас-
стоянию между колоннами /2 в перпендикулярном направлении.
Для крайних колонн каркаса изгибающие моменты
M=/?s(jsl+A3)(e323/f+o,3601z1/?)/(o,64/2)-g/2«2/2, (3.7)
Msup = MiSUpl(iSUp + ‘injY Minf — Miinfl(isup + 6»/)- (3-8)
В сборной конструкции рамы образуются колоннами, капите-
лями и межколонными плитами.
3.2 Каркасные здания гражданского типа
Конструктивные решения каркасных гражданских зда-
ний. Для гражданских многоэтажных зданий используют прост-
ранственную каркасно-панельную систему несущих конструкций. В
61
Рис. 3.4. Конструктивное решение каркаса гражданских зданий с поперечными
рамами (и), с продольными рамами (о) и с безбалочными перекрытиями (в)
1 колонна; 2 рш ель; 3 плша
таких зданиях могут быть свободные от поперечных стен
помещения.
Каркас здания состоит из стержневых и плоских, чаще всего
унифицированных и типовых элементов. К вертикальным несущим
элементам каркаса относятся колонны и пилоны (глухие диафраг-
мы и простенки диафрагм с проемами), к горизонтальным — ри-
гели рам и плиты перекрытия и покрытия. Конструктивные схемы
таких зданий могут быть с поперечными (рис. 3.4, а) или
продольными (рис. 3.4, б) рамами. Встречаются также каркасы с
безбалочными перекрытиями (рис. 3.4, в).
Пролеты рам, г. е. пролеты ригелей в многоэтажных каркасах,
составляют от 1,8 м в коридорах до 18 м в помещениях. Шаг рам
или пролет панелей перекрытия колеблется от 3 до 12 м при
модуле, равном 0,6 м. Таким образом конструкции рамного
каркаса могут быть применены для строительства многоэтажных
зданий различного назначения. Высота этажей зданий составляет
3; 3,3; 3,6; и 4,2 м.
Вертикальные несущие конструкции рабоиют совместно бла-
годаря наличию жестких перекрытий. Они объединяют вертикаль-
ные несущие конструкции в единую пространственную систему и
служат горизонтальными диафрагмами жесткости. Жесткими
диафрагмами являются перекрытия не только из монолитного
железобетона, но также из сборных панелей с замоноличенными
стыками. В своей плоскости перекрытия работают на усилия,
вызываемые горизонтальной нагрузкой.
Вертикальные диафрагмы обеспечивают жесткость многоэтаж-
ных зданий во всех направлениях и препятствуют появлению
деформаций от крутящих усилий. Их размещение должно гаранти-
ровать отсутствие больших температурных усилий в ригелях и
62
Рис. 3.5. Рациональное размещение вертикальных элементов жесткости в плане
многоэтажных зданий (а, б, в,) и вертикальные несущие конструкции каркаса (г):
7- рама с шарнирным креплением ригелей; 2—рама с жесткими узлами; 3—пило»;
4 — ствол
панелях перекрытия как при возведении, так и эксплуатации
многоэтажных зданий. Рациональное размещение диафрагм приве-
дено на рис. 3.5, а, б.
Отдельные, разбросанные в плане здания, диафрагмы целесо-
образно применять в каркасных зданиях высотой не больше 16
этажей. В высотных зданиях плоские диафрагмы объединяют в
одну конструкцию, называемую стволом здания (рис. 3.5, в). В
плане здания ствол представляет ядро жесткости. Стволы
позволяют снижать расход стали до 15%, цемента—до 10% и
стоимость конструкции — до 10%.
В отличие от пилонов и стволов зданий изгибная жесткость
колонн является незначительной, поэтому колоннам целесообраз-
но передать лишь вертикальные нагрузки от перекрытий и
навесных стен. В таких каркасах ригели присоединяют к колоннам
шарнирно либо с частичным защемлением, например каркасы
серии 1.020-1. Горизонтальные нагрузки передают диафрагмам
жесткости, которые представляют собой комплексные конструк-
ции, включающие колонны каркаса и установленные между ними
стеновые панели.
В некоторых случаях, например при больших нагрузках на
перекрытиях, применяют рамы с жесткими узлами. В данном
случае система каркаса в поперечном направлении здания является
рамно-связевой, так как совместно работают рамы и вертикаль-
ные диафрагмы жесткости. В продольном направлении здания
каркас работает по связевой системе.
В зданиях высотой до 4 и 5 этажей рамный каркас можно
применять без вертикальных диафрагм жесткости. С целью
63
Рис. 3.6. Конструкция колонн многоэтажных гражданских зданий (а), их попереч-
ные сечения при осевых нагрузках до 1.5 МН (о), до 3 МН (в) и до 12 МН (г), а
также схема расчета изгибающих моментов при шарнирном креплении ригелей (<)):
I — продольная арматура; 2- - комбинированный каркас консолей; 3—закладные детали;
4 — арматурные сетки
сокращения количества стыков и ускорения монтажа каркаса
многоэтажных зданий рамы с жесткими узлами выполняют из
П-образных и Н-образных фрагментов. Ввиду сложности тран-
спортирования такие фрагменты изготовляют на строительной
площадке.
Принцип расчета рамно-связевых и связевых каркасов приво-
дится в параграфе 3.6.
Колонны. Колонны каркаса могут быть на один, два, три и
четыре этажа. Колонны большой длины применяют в целях
уменьшения числа стыков и исключения случайных эксцентрисите-
тов, возникающих из-за неточности монтажа каркаса.
Колонны имеют поперечное сечение 300 х 300 и 400 х 400 мм
(рис. 3.6). Стыки колонн выполняют обычно на высоте 600 мм от
верха ригеля. Колонны выполняют из бетона классов В20...В45.
Только в высотных зданиях внедряют высокопрочный бетон
классов В50...В60.
Колонны армируют стержнями диаметром от 16 до 40 мм из
стали класса А-П1. В сильно нагруженных колоннах (рис. 3.6, г)
дополнительно применяют эффективные классы арматуры, в
частности класса At-V.
64
Рис. 3.7. Поперечные сечения преднапряженных ригелей со смешанным (а) и
внешним (б) армированием, а также армирование их приопорной зоны (в):
I — продольная ненапрягаемая арматура; 2—то же, напрягаемая; 3 — листовая сталь
толщиной 10 ...28 мм; 4—опорная закладная деталь
По экономическим соображениям рекомендуют несущую спо-
собность колонн увеличивать путем повышения классов бетона и
арматуры, а не за счет увеличения размеров поперечного сечения
колонн. Кроме того, целесообразно для изготовления сильно
нагруженных колонн применять бетоны повышенной прочности и
тем самым сократить расход арматурной стали.
При шарнирном креплении ригелей к колоннам их изгибающие
моменты от вертикальной нагрузки определяют как для неразрез-
ных балок (рис. 3.6, Э). Изгибающий момент, возникающий вслед-
ствие различного воздействия ригелей, расположенных с обеих
сторон колонн, составляет M=Flel — F2e2. В местах опирания
ригелей момент М делят на две части, как это показано на
расчетной схеме. Кроме того, учитывают случайные эксцентриси-
теты в плоскости и из плоскости ригелей. Поэтому колонны
рассчитывают на косое внецентренное сжатие.
Ригели. Для каркасов гражданских зданий рекомендуют пред-
напряженные ригели ограниченной высоты (рис. 3.7). Такие ригели
высотой сечения 450 и 600 мм применяют для пролетов 6; 7,2; 9;
12; 15 и 18 м в сочетании с многопустотными панелями для
пролетов до 9 м и ребристыми плитами для больших пролетов.
Нижнюю зону ригелей армируют смешанной продольной
арматурой: напрягаемой классов Ат-V, A-V, A-VI и ненапрягаемой
класса А-Ш. В ригелях пролетом 15 и 18 м для восприятия
опорных изгибающих моментов ставят внешнюю листовую
арматуру (рис. 3.7). Поперечную арматуру приваривают к листо-
вой, обеспечивая ее анкеровку. Внешнее армирование позволило
понизить высоту ригелей до 1/30 пролета.
Ригели выполняют из бетона классов В25...В40. Ненапрягае-
мая арматура состоит из пространственных каркасов, в которые
вводят плоские каркасы, сетки и закладные детали, объединенные
с помощью дуговой или контактной сварки. Все ригели опирают
3-258
65
на консоли колонн, скрытых в их подрезке (рис. 3.7, в). Высота
консолей составляет 150 и 300 мм при высоте ригелей соответст-
венно 450- и 600 мм.
Ригели пролетом до 9 м рассчитывают и армируют как
однопролетные простые балки с учетом равномерно распределен-
ной вертикальной нагрузки. Для ригелей с односторонним
опиранием панелей перекрытия производят расчет на изгиб с
кручением. Однако при этом учитывают совместную работу
ригелей с плитами перекрытий и покрытий, что позволяет
повысить жесткость этих элементов примерно на 25%.
Исходя из конструктивных соображений с учетом усилий,
возникающих в рамах при их монтаже, целесообразно прини-
мать частичное или полное защемление концов ригелей. В ри-
гелях высотой 450 мм опорный момент принимают 54...300 кН м,
высотой 600 мм — 280...900 кН м. Путем регулирования уси-
лий можно получить минимальный расход стали. По сравне-
нию с шарнирным креплением ригелей расход стали снижается
на 15%.
Расчет ригелей по второй группе предельных состояний
производят также с учетом перераспределения усилий из-за
образования трещин и неупругой работы бетона.
Жесткое узловое сопряжение ригелей с колоннами обеспечива-
ют ванной сваркой выпусков горизонтальных растянутых стерж-
ней и тщательным замоноличиванием зазоров. Для усиления
сжатой зоны ставят сжатую арматуру в обхват колонны.
Узел сопряжения ригеля с колонной. При пролете ригелей до
12 м опорный изгибающий момент фиксируется специальной
верхней металлической накладкой, приваренной к закладным
деталям ригеля и колонны (рис. 3.8). Данной накладкой восприни-
мается усилие Ns. Такое же усилие воспринимается приваркой
закладной детали ригеля к консоли колонны. При применении
внешней листовой арматуры верхняя листовая накладка заменяет-
ся швеллером.
Скрытую опорную консоль колонны армируют жестким
комбинированным каркасом, состоящим из растянутых и сжатых
стержней, соединенных стальными планками. Поперечная сила,
действующая на консоль, воспринимается наклонной железобетон-
ной полосой с жесткой арматурой шириной 1е (рис. 3.8). Предель-
ные усилия
Nlu=0,$Rbbele+Retle и N2u = RsAs, (3.9)
где Ьс — ширина колонны; Rb и Re—расчетные сопротивления
соответственно бетона и стальных планок; /—толщина планок.
Расчет по прочности консоли производится из условий
2^#1Bsina и 2^#2atga, (3.10)
где a—угол наклона соединительных планок.
66
Пилоны. Пилоны многоэтажных зданий проектируют с поэтаж-
ной разрезкой на элементы номинальной длины 6 и 3 м (рис. 3.9).
Они состоят из двухполочных стеновых панелей—для опирания
перекрытий с двух сторон, однополочных — для одностороннего
опирания перекрытий и бесполочные— для применения в направле-
нии, перпендикулярном направлению ригелей рам.
Панели толщиной 140... 180 мм соединяют между собой и с
колоннами путем сварки закладных деталей, которые воспринима-
ют вертикальные сдвигающие усилия. Передачу горизонтальных
сдвигающих усилий обеспечивают монолитные шпоночные соеди-
нения панелей. Все зазоры в примыканиях панелей к колоннам и
панелям перекрытий тщательно заполняют бетоном или цемент-
ным раствором.
Пилоны устанавливают на всю высоту здания. Горизонталь-
ный стык между панелями и фундаментом аналогичен стыкам
пилона на этажах. Монтаж колонн выше расположенного этажа
производят после полного устройства перекрытий и омоноличива-
ния стыков колонн. В проектах зданий указывают требования по
строгому соблюдению конструктивных решений и приводят
Рис. 3.8. Конструкция узла сопряжения ри-
геля с колонной каркаса гражданских зда-
ний:
1— колонна; 2—ригель; 3—комбинирован-
ный каркас консоли; 4— продольный стержень
колонны; 5—закладная деталь; 6 — верхняя нак-
ладка
Рис. 3.9. Принцип формирования диаф-
рагм жесткости:
1—колонна; 2—деталь стыка панели диаф-
рагмы с колонной; 3 - диафрагма жесткости;
4—панель перекрытия; 5—бетон замоноличи-
вания
67
указания по обеспечению жесткости и устойчивости каркаса на
всех стадиях возведения и эксплуатации.
Панели пилона изготовляют из бетона класса В25— для
нижних и класса В15 — для верхних этажей здания. Их армируют
двумя сетками и арматурными блоками из стали класса А-Ш.
Ствол жесткости здания. Конструкцию ствола здания разраба-
тывают совместно с архитектурно-планировочным решением
здания. Ригели каркаса опирают на пилястры стен ствола. Панели
перекрытия размещают параллельно стенам ствола. Опирание
монолитных перекрытий на ствол точечное, если его возводят в
скользящей опалубке, и по всей грани примыкания при бетониро-
вании ствола в переставной опалубке.
Стволы возводят из бетона классов В15...В25 и армируют
сетками из стали класса А-Ш. Шаг вертикальных и горизонталь-
ных стержней — 200...400 мм. Площадь сечения вертикальной
арматуры составляет от 0,05 до 3% горизонтального сечения
ствола.
Если в бетоне ствола растягивающие напряжения <jbt<Rbt, где
Rbt — сопротивление бетона растяжению, то минимальный процент
армирования 0,025%. Шаг вертикальных стержней принимают не
более 1,5 толщины стены, шаг горизонтальной арматуры — не
более 600 мм. Принцип армирования ствола приведен на рис. 3.10.
Опыты свидетельствуют, что в коробчатом сечении внецентрен-
но сжатого ствола сопротивление сжатой арматуры используется
хуже, чем в колоннах. Поэтому вертикальные стержни применяют
из арматуры класса А-П.
Панели наружных стен. В строительстве наблюдается тенденция
совместить требования эффективности и архитектурной выра-
зительности железобетонных несущих и ограждающих конструк-
|мм11111аыя|||цамн1
1—горизонтальный стержень;
2—плоский вертикальный каркас;
3—пространственный каркас пере-
мычки
ций. Для гражданских каркасных зда-
ний следует применять рациональные
навесные панели толщиной до 250 мм,
высотой от 0,6 до 2,4 м и длиной от 3
до 15 м.
Типовые навесные и самонесущие
стеновые панели обычно бывают гори-
зонтальными. Их изготовляют разно-
образной фактурной поверхности. Они
являются слабо армированными одно-
слойными или слоистыми элементами,
которые транспортируют в проектном
положении. Навесные панели опирают
на консоли колонны. Иногда их навеску
производят приваркой накладной дета-
ли к закладным деталям стеновой
панели и колонны. Самонесущие пане-
ли устанавливают на простеночные па-
68
нели и крепят к каркасу здания монтажными болтами и
закладными деталями.
Нетиповые навесные вертикальные панели на 2...4 этажа
целесообразно изготовлять на временных передвижных полигонах.
Их бетонируют в железобетонных формах-матрицах, внутри
которых находятся трубы для обогрева формы паром. Дно формы
любой конфигурации подвергается пропитке эпоксидной смолой.
Монтаж вертикальных панелей производят при помощи футляра,
в который укладывают гибкую конструкцию любой архитектур-
ной формы.
3.3 Бескаркасные здания
из крупнопанельных и объемных элементов
Крупнопанельные здания. Основным видом массового
жилищного строительства являются бескаркасные крупнопанель-
ные здания. Такие здания частично применяют также в обществен-
ном строительстве.
В крупнопанельных зданиях несущими стенами являются
внутренние продольные и поперечные. В зданиях высотой до 9
этажей на наружные продольные стены опираются панели
перекрытий гранью, параллельной расчетному пролету. Считают,
что на наружные стены передается нагрузка с полосы плиты
перекрытия шириной в 1 м.
Для гостиниц, общежитий и т. п. зданий применяют конструк-
тивные схемы с продольными несущими стенами. Для обеспечения
поперечной устойчивости здания предусматривают вертикальные
диафрагмы жесткости. Расстояния между диафрагмами устанавли-
вают расчетом.
Вследствие высокой сборности крупнопанельные здания явля-
ются экономичными, так как позволяют сокращать сроки строи-
тельства и повышать производительность труда.
Наружные стеновые панели изготовляют в горизонтальном
положении размерами на одну или две комнаты. Панели
армируют конструктивными вертикальными горизонтальными
сетками, расположенными по контуру панели и проемов в ней
(рис. 3.11,а). Каркасы состоят из продольных стержней 06...8
А-Ш с хомутами 04 Вр-1.
Однослойные панели наружных стен изготовляют из легкого
бетона (керамзитобетона) классов ВЗ,5...В7,5. С наружной стороны
панели имеют защитный слой тяжелого бетона толщиной 40 мм, а
с внутренней — отделочный слой толщиной 10 мм. Суммарная
толщина панели составляет 300...400 мм. Навесные панели изго-
товляют также из ячеистого бетона.
Рациональными являются трехслойные панели из двух слоев
армированного тяжелого бетона и эффективного утеплителя.
Толщина панелей такой конструкции составляет 150...200 мм.
69
Рис. 3.11. Конструктивное решение панелей наружных
(а) и внутренних (б) стен крупнопанельных зданий:
1—сварные плоские каркасы; 2—объемный каркас; 3—ра-
бочая арматура перемычки; 4—вертикальные арматурные кар-
касы; 5 — горизонтальные обвязочные стержни; 6—монтажная
петля; 7—строповочная петля
Наружные слои соединяют между собой гибкими связями. Для
обеспечения совместной работы обоих слоев используют так
называемые фрикционные связи, состоящие из прокладки и
стяжного болта.
Внутренние стеновые панели толщиной 160 мм изготовляют в
вертикальных групповых кассетных формах из бетона класса
В10...В25. Их армируют вертикальными арматурными каркасами
и горизонтальными стержнями 05 Вр-I (рис. 3.11,6). Минималь-
ное конструктивное армирование панелей составляет 0,05% пло-
щади их поперечного сечения. В тех случаях, когда расчетная
нагрузка панели составляет менее 50% ее несущей способности
конструктивное армирование состоит из одиночной сетки.
Панели перекрытий толщиной 160 мм применяют размером на
комнату (рис. 3.12). Такие панели кассетного способа изготовления
формируют из тяжелого бетона классов В12,5...В25 и армируют
одиночной сварной сеткой, состоящей из поперечных стержней
06... 10 А-Ш и продольных стержней 04...5 Вр-I. Целесообразно
применять панели с балконными консолями, армированными
трубчатыми регистрами отопления.
Стыковые соединения наружных стен между собой и с панелями
внутренних стен состоят из петлевых связей в двух уровнях
каждой панели. Закладные детали и соединительные накладки
70
Рис. 3.12. Схема армиро-
вания панели перекрытия:
1 — арматурная сетка с
укороченными поперечными
стержнями; 2—монтажный
выпуск; 3 — строповочная пет-
ля; 4—штыревой фиксатор
длиной 156 мм
подвергаются оцинкованию в заводских условиях. Все сварные
швы закладных деталей должны быть покрыты слоем бетона
толщиной не менее 20 мм.
Горизонтальные стыки наружных панелей должны иметь
противодождевые барьеры. Горизонтальные стыки внутренних
стен и плит перекрытия, как правило, бывают платформенной
конструкции. Панели перекрытий соединяют между собой в
единую горизонтальную диафрагму сваркой арматурных выпусков
и устройством шпонок. При этом общая устойчивость здания
обеспечивается совместной работой всех наружных и внутренних
стен.
Здания из объемно-пространственных блоков. Объемно-блочное
домостроение позволяет значительно сократить сроки возведения
зданий при минимальном ручном труде на строительной пло-
щадке.
Объемно-пространственные блоки изготовляют величиной на
комнату, а в некоторых случаях на квартиру. В зависимости от
технологии изготовления различают три типа объемных блоков:
блок-стакан, блок-колпак и блок-тоннель (рис. 3.13, а, б, в).
Монолитные блоки-стаканы представляют собой коробку с от-
дельно изготовленной и приваренной к ней плиты потолка.
К блоку-колпаку приваривают плиту пола, а к блоку-тоннелю
крепят фасадную и межкомнатную стеновые панели.
Объемно-пространственные блоки обычно изготовляют на
специализированных заводах. Однако в южных регионах страны
их можно изготовлять на полигонах, требующих небольших
капитальных вложений. Блоки изготовляют из тяжелого или
конструктивного керамзитобетона классов В12,5...В20. Для на-
ружных стен применяют легкий бетон классов ВЗ,5...В7,5 или
трехслойную конструкцию с эффективным утеплителем. Блоки
армируют сварными сетками. Расход стали составляет примерно
25 кг к 1 м2 общей площади помещений здания.
Существуют три вида конструктивной схемы зданий из
объемных элементов. В панельно-блочной системе внутренние
стены являются однослойными. Блоки Ставят на расстоянии 3,2 м
71
Рис. 3.13. Конструктивное решение зданий из объемных элементов:
а—блок-стакан; б—блок-колпак; в — блок-тоннель; г — вариант компоновки здания
и между ними монтируют панели продольных стен и перекрытий.
В блочной системе здания состоят из объемно-пространственных
блоков, поэтому внутренние стены и перекрытия являются
двойными (рис. 3.13, г). В каркасно-блочной системе вся нагрузка
воспринимается каркасом, тогда как блоки являются самонесущи-
ми. Данная система применяется для 12... 16-этажных зданий.
Большую роль в зданиях из объемных элементов отводят
горизонтальным связям. В зданиях до 5 этажей связями объединя-
ют в горизонтальный жесткий диск лишь перекрытия верхнего
этажа. В зданиях большей этажности в уровне каждого перекры-
тия между смежными блоками устанавливают не менее двух
связей.
Совершенствование конструктивных решений зданий из крупнопа-
нельных и объемных элементов. Основными направлениями совер-
шенствования конструктивных решений крупнопанельных и круп-
ноблочных зданий считают: распространение крупнопанельного
строительства для общественных зданий, требующих помещений
зального типа; устройство в первых этажах жилых зданий
общественных помещений; повышение этажности жилых зданий
без перерасхода арматурной стали и цемента.
Решению перечисленных проблем способствует применение в
строительстве крупных стеновых панелей со скрытыми колоннами
и устройство каркасной конструкции в нижней части зданий.
Панели со скрытыми колоннами дают возможность повышать
этажность зданий, увеличивать шаг поперечных стен и тем самым
их применять для крупнопанельного общественного строительст-
ва. Они представляют толстостенные бетонные или железобетон-
ные стеновые панели, усиленные бортовыми стальными элемента-
ми (рис. 3.14, а). Стальной сердечник скрытой колонны заканчива-
ется торцевыми пластинками. Стык панелей стены и перекрытия
сборно-монолитной конструкции. При этом скрытые колонны
воспринимают большую долю усилий, вызываемых вертикальны-
ми и горизонтальными нагрузками.
Сборный каркас первого этажа крупнопанельного здания или
так называемый его стол выполняют из монолитного или
72
Рис. 3.14. Конструкция крупной панели со скрытыми колоннами (а) и решение
первого этажа крупнопанельного здания (б):
1 — скрытая колонна; 2—вертикальный арматурный каркас; 3 — горизонтальные стержни;
4 —железобетонный каркас; 5—сборно-монолитная плита перекрытия; б— сборное перекрытие
технического этажа
сборного железобетона. Целесообразно перекрытие данного этажа
выполнять сборно-монолитным, способным воспринимать боль-
шие нагрузки и не препятствовать архитектурно-планировочному
решению верхнего строения жилого или общественного здания
(рис. 3.14,6).
В зданиях комбинированной системы исключительно нежела-
тельны неравномерные осадки фундаментов, что может вызвать
существенные перераспределения усилий в колоннах первого
этажа, которые могут стать причиной аварий зданий. Поэтому
фундаменты под крупнопанельные, крупноблочные, каменные и
другие здания с каркасным нижним этажом выполняют на
свайном основании.
3.4 Каменные и бетонные здания
Принцип конструктивного решения зданий с каменными
и бетонными стенами. Монолитные каменные и бетонные стены в
зависимости от конструктивной схемы здания подразделяются на
четыре группы: несущие, воспринимающие усилия от собственного
веса и внешних воздействий; самонесущие, воспринимающие
нагрузку только от собственного веса стен всех вышележащих
этажей здания и ветровую нагрузку; ненесущие, в том числе
навесные, воспринимающие только нагрузку от собственного веса
и ветровой нагрузки в пределах одного этажа при его высоте не
более 6 м; перегородки.
По конструктивным соображениям гибкость сжатых элементов
/0/г в любом направлении не должна превышать 90. Для кладки
73
Рис. 3.15. План здания с несущими продольными (а) и поперечными
(б) стенами, а также здания башенного типа (в)
наиболее нагруженных простенков и столбов здания применяют
кирпич прочности не менее 15 МПа и раствор марки не ниже
5 МПа.
В жилых и гражданских зданиях несущими стенами являются
продольные (рис. 3.15, а) или поперечные (рис. 3.15, б). В зданиях
башенного типа несущими стенами являются те и другие
(рис. 3.15, в). Тип конструктивной схемы здания должен обосновы-
ваться не только архитектурно-планировочными требованиями, но
и технико-экономическими расчетами.
Поперечную сетчатую арматуру применяют для усиления
столбов, простенков и концевых зон стен при небольших
эксцентриситетах приложения сжимающих сил.
Продольную стержневую арматуру используют для восприятия
растягивающих напряжений во внецентренно сжатых при больших
эксцентриситетах элементов, а также для повышения прочности и
устойчивости тонких стен при /0/Л>15. Вертикальные стержни
располагают снаружи каменной стены под слоем цементного
раствора или в штрабе кладки. Расстояние между вертикальными
и горизонтальными стержнями или между арматурными поясами
и стойками не должно превышать 8?, где t—толщина стены.
Концы стержней заделывают в прилегающие капитальные стены,
колонны, обвязочные балки и т. п. Процент вертикальной и
горизонтальной арматуры, учитываемой в расчете, должен быть
не ниже 0,05.
Комплексные элементы каменной кладки с включением в них
железобетона применяют для уменьшения размеров сечения
столбов и простенков. Площадь сечения продольной арматуры
должна составлять не более 1,5% площади сечения бетона.
Для обеспечения монолитности каменных и бетонных наруж-
ных и внутренних стен, а также использования их совместной
работы под нагрузкой очень важно, чтобы одинаковой осадкой
обладали все стены и столбы многоэтажных зданий, иначе
в стенах образуются нежелательные наклонные и другие трещины.
В зданиях на неравномерно сжимаемых грунтах следует устраи-
вать горизонтальные железобетонные пояса.
Особенности конструирования стен из крупных блоков. В неко-
торых случаях целесообразно возводить бескаркасные здания из
74
крупных кирпичных и бетонных блоков заводского изготовления.
Суммарные трудовые затраты на изготовление блоков и возведе-
ния стен снижаются по сравнению с возведением каменных стен
ручной кладки. При этом на 30... 50% сокращаются трудозатраты
на стройплощадке.
Двухрядную разрезку, состоящую из простеночных и перемы-
чечных блоков, применяют для стен из блоков легкого бетона и
крупных керамических блоков, изготовляемых способом экстру-
зии. Многорядную разрезку применяют для стен из кирпичных
блоков. Рекомендуют в крупноблочных многоэтажных зданиях
одну стену лестничной клетки продолжать на всю ширину здания.
Толщина горизонтальных швов блочных стен должна быть
10... 15 мм. Прочность раствора швов принимается не ниже 2,5 и
1 МПа соответственно для несущих и самонесущих стен. Для стен
из кирпичных блоков прочность раствора горизонтальных швов
должна быть на одну ступень выше прочности раствора кладки.
Блоки должны поступать на стройплощадку с прочностью не
ниже проектной и предохраняться от атмосферных осадков при их
транспортировании и хранении.
Стены выполняют с перевязкой вертикальных швов между бло-
ками в каждом этаже перемычечными или поясными железобетон-
ными блоками (рис. 3.16). Ими осуществляется также перевязка уг-
лов здания. Допускается в крупноблочных зданиях высотой до 5
этажей связь между наружными и внутренними стенами осуществ-
лять закладкой Т-образных анкеров из полосовой стали или арма-
турных сеток в одном горизонтальном шве каждого этажа. Однако
при этом совместная работа стен в расчетах не учитывается.
Особенности конструирования стен из монолитного бетона. Бетонные
стены многоэтажных зданий возводят индустриальными методами
монолитного домостроения с применением крупноразмерных пере-
ставных или скользящих опалубок. Применение скользящих опалу-
бок должно сопровождаться непрерывным технологическим контро-
лем, исключающим срывы и разрыхление бетона при подъеме опалубки.
Тип наружных стен из монолитного бетона зависит от конст-
руктивной схемы здания и технологической системы его возведе-
ния. Внутренние несущие стены возводят из тяжелого бетона клас-
са не ниже В10. По звукоизоляционным и конструктивным сообра-
жениям толщину внутренних стен принимают не менее 160... 180мм.
Расстояния между несущими стенами достигают 7,2 м и более.
Однослойные наружные стены из легкого бетона классов
В7,5...В12,5 рекомендуется возводить в переставной, извлекаемой
вверх, опалубке. Этим можно обеспечить качество бетонных
работ, в том числе выполненных в зимних условиях.
Горизонтальные технологические швы устраивают в уровне
перекрытий. Вертикальные технологические швы рекомендуется
устраивать при раздельном бетонировании продольных и попереч-
ных стен и при применении разных видов бетонов на различ-
75
Рис. 3.16. Перевязка наружных и внутренних балоч-
ных стен арматурным каркасом:
/—блок внутренней стены; 2—го же, наружной;
3—арматурный каркас
ных участках здания.
Для обеспечения сов-
местной работы на-
ружной и внутренней
монолитных стен из
разнородных материа-
лов применяют отсека-
тели в виде асбесто-
цементных элементов,
тонкостенных сеток и
т. д. Они позволяют
получить равнопроч-
ный неослабленный бе-
тон в зоне стыка стен,
выполненных из раз-
неродных материа-
лов.
Конструктивное ар-
мирование монолит-
ных стен должно быть, как правило, двусторонним (рис. 3.17).
Горизонтальную поясную арматуру 2012A-I укладывают над
фундаментом и в верхней зоне многоэтажного здания (рис. 3.17, а).
Площадь сечения горизонтальных стержней должна составлять не
менее 0,025% площади сечения стены A — ths, где t — толщина
стены. Кроме того, горизонтальные стержни укладывают в уровне
перекрытий. Площадь сечения вертикальной арматуры, устанавли-
ваемой в пересечениях стен, у граней оконных и дверных проемов
должна быть не менее
конструктивной арматуры
100 мм2. Расположение вертикальной
показано на схеме рис. 3.17.
Рис. 3.17. Схемы конструктивного армирования монолитных бетонных стен
многоэтажных бескаркасных зданий:
/—горизонтальная поясная арматура; 2—объемный каркас перемычки; 3— вертикальный
каркас у грани проема; 4 — объемный каркас в сопряжениях наружных и внутренних стен
76
Монолитные стены зданий высотой до 3...5 этажей допускается
выполнять без конструктивной арматуры.
Необходимость удешевления монолитных стен и целесообраз-
ность применения недефицитных местных материалов требует
разработки новых конструктивных и технологических решений
зданий. Одним из путей решения данной проблемы является
замена однослойных наружных стен слоистыми из тяжелого
бетона и эффективных утеплителей (пенополистирольных плит и
изделий из местных утеплителей).
С целью обеспечения надежной фиксации теплоизоляционного
слоя между щитами опалубки применяют универсальные анкерные
связи, которые служат гибкими связями монолитных бетонных
слоев в эксплуатационных условиях, поэтому площадь сечения
связей должна быть не менее 40 мм2 на 1 м2 поверхности стены.
3.5 Конструкция и расчет элементов зданий
Лестничные марши и площадные плиты. Максималь-
ную ширину лестничных маршей принимают 2,4 м. В одном
марше главных лестйиц количество ступеней не превышает 16.
Ширину лестничных площадок принимают не менее ширины
марша. Лестницы из сборных железобетонных элементов бывают,
как правило, двухмаршевыми. Марши изготовляют со ступенями,
а площадные плиты—с контурными ребрами (рис. 3.18). Элемен-
ты лестницы изготовляют из бетона класса В25. В качестве
рабочих стержней плоских каркасов применяют арматуру классов
А-П или А-Ш.
Как площадочные плиты, так и лестничные марши представля-
ют собой железобетонные ребристые плиты, которые работают на
изгиб как элементы таврового сечения. При этом косоуры маршей
Рис. 3.18. Армирование типового лестничного марша (а) и площадочной плиты (б)
Т1
a)
Рис. 3.19. Схемы карнизов при расчете для незаконченного (а) и законченного (0
здания
рассчитывают на изгиб как свободно опертые наклонные балки.
Полку площадочной плиты при отсутствии поперечных ребер
рассчитывают как балочный элемент с частичным защемлением на
опорах. Изгибающий момент в пролете Мл и на опоре М2
определяют с учетом перераспределения усилий по формуле
М1 = М2=р/2/8. (3.11)
Временная нагрузка и коэффициент надежности по нагрузкам
лестничных элементов зависят от назначения здания.
Карнизы и парапеты. Карнизы могут быть каменными или
бетонными, если общий их вынос не превышает половины
толщины наружной стены и не более 250 мм. В других случаях
применяют железобетонные плиты и специальные карнизно-пара-
петные блоки.
Для обеспечения надежной работы карнизов их анкеруют в
перекрытиях и покрытиях или укрепляют анкерами, заделываемы-
ми в кладку. Расстояние между анкерами 2...4 м. Длина анкера в
стене должна быть на 150 мм ниже сечения 2—2, в котором он
требуется по расчету (рис. 3.19, а). Его располагают на расстоянии
примерно 100 мм от внутренней поверхности стены.
Расчет карнизов производят для незаконченного и законченно-
го здания для определения расчетной длины анкеров xef и их
площади поперечного сечения.
При расчете карнизов для незаконченного здания учитывают
следующие нагрузки: собственный вес карниза Gr и стены G2;
временную нагрузку F= 1кН на 1 м карниза или на один сборный
элемент; ветровое давление на внутреннюю сторону стены.
При расчете карнизов для законченного здания учитывают
следующие нагрузки: собственный вес Gt, G2 и G3; нагрузку от
крыши отсос ветровой нагрузки и временную нагрузку от двух
блоков . подвесной люльки по F2 = 5 кН на один блок при
78
Рис. 3.20. Конструирование перемычек несущих каменных (а, б, в) и бетонных (г, д)
стен:
1—сборный железобетонный элемент; 2—арматура в слое цементного раствора;
3—пространственный горизонтальный каркас; 4—то же, диагональный; 5 — перекрытие
расстоянии между ними 2 м. Если здания высотой не более 10 м,
то нагрузка F2 = 1,5kH на 1м карниза или на один сборный
элемент длиной менее 1 м.
Расчетные нагрузки G2, G3 и Fr, повышающие устойчивость
карнизов, принимают с коэффициентом надежности по нагрузке
У/= 0,9.
Площадь сечения анкерного стержня
R,As^M/(Q,S5h0), (3.12)
где М—изгибающий момент относительно оси стены под
карнизом в сечении 1—1. Прочность каменной кладки или бетона
в данном сечении проверяют на внецентренное сжатие.
Перемычки. Над оконными и дверными проемами ставят, как
правило, сборные железобетонные перемычки (рис. 3.20, а). С
целью экономии металла и повышения трещиностойкости приме-
няют преднапряженные перемычки.
Перемычки рассчитывают на нагрузку от перекрытий и на
давление свежеуложенной кладки высотой, равной '/3 пролета для
летней кладки и целому пролету для зимней кладки (в стадии
оттаивания). Нагрузки от перекрытий не учитывают, если они
расположены выше перемычки на расстоянии, равном пролету
перемычки в свету, а при оттаивающей кладке, выполненной
способом замораживания, на расстоянии, равном двойному
пролету перемычки.
Рядовые каменные перемычки допускаются, если их высота
равна не менее х/4 пролета. Максимально допустимый пролет
перемычки 2 м. Кладка выполняется на растворе марки не ниже
79
М5. Арматуру в количестве не менее одного стержня 06 мм на
каждые 130 мм толщины стены укладывают в слой цементного
раствора толщиной 30 мм и заделывают в простенки не менее чем
на 50 см либо на 25 см, если она загибается (рис. 3.20, б).
Площадь сечения арматуры рядовой перемычки
AS^H/RS. (3.13)
Здесь распор перемычки
Я=М/(0,75/го), (3.14)
где М — максимальный изгибающий момент, определяемый, как
для однопролетной балки; h0 — расстояние от оси арматуры до
уровня опирания элементов перекрытий (при отсутствии таких
элементов h0 = 1/3).
Перемычки торцевых стен многоэтажных зданий испытывают
знакопеременные усилия от горизонтальной (ветровой) нагрузки.
Поэтому их следует армировать двойными сборными элементами
(рис. 3.20, в).
В бетонных стенах с проемами перемычки армируют прост-
ранственными арматурными каркасами (рис. 3.20, г). При наличии
больших горизонтальных нагрузок перемычки дополнительно
армируют диагональной арматурой (рис. 3.20,3).
Перемычки рассчитывают на изгиб от вертикальных нагрузок и
на усилия перекоса, возникающие от действия горизонтальных
нагрузок при изгибе стены в своей плоскости. При отношении
пролета перемычки в свету / к рабочей ее высоте h0 более двух ее
рассчитывают как балку, при отношении l/h0 меньше или равном
двум—как балку-стенку. Площадь сечения продольных стержней
диагональных каркасов определяют из условия
As, inc^Q/(2Rs sin а), (3.15)
где а — угол наклона каркаса к горизонту.
Расчет узлов опирания элементов на кирпичную кладку. Узлы
опирания перекрытий на кирпичную кладку являются весьма
ответственными элементами каменных конструкций, поэтому
укладка тычковых рядов под опорные части балок и плит
перекрытий и балконов, а также под мауэрлатами является
обязательной.
При толщине стены не более 25 см концы железобетонных
настилов или плит на опорах должны быть связайы арматурой и
замоноличены.
Кроме расчета на внецентренное и местное сжатие сечения
1—/и 2—2 опорного узла панелей перекрытия г-го этажа должны
быть проверены расчетом на осевое сжатие с учетом неравномер-
ного распределения сжимающих напряжений (рис. 3.21).
Расчет по прочности сечения I—1
Ni = Ni+l + F.+ F2 ^0,8p/?ms А, (3.16)
80
L +
Рис. 3.21. Расчетная схема узла опи-
рания панелей на кирпичную кладку
где коэффициент 0=1 при сплош-
ных плитах и панелях с круглы-
ми пустотами и 0 = 0,5 в других
случаях; А — площадь сечения
стены.
Расчет прочности сечения 2—2
для многопустотных панелей
М=М+1+Л +
+ F2^1,25^A, (3.17)
где Ab = (a1 + «2)£А— площадь
горизонтального сечения панели, ослабленной пустотами.
Расчет анкеров балок и настилов. Совместная работа стен
зданий с перекрытиями и покрытиями, состоящими из отдельно
работающих балок и настилов, обеспечивается стальными анкера-
ми, которые закладывают в горизонтальные швы кладки и в
борозды и замоноличивают бетоном.
Расчет анкеров должен производиться при расстоянии между
ними более 3 м, при несимметричном изменении толщины стены и
для простенков при нормальной силе N> 1000 кН.
Расчетное усилие в анкере F определяется как сумма горизон-
тальных опорных реакций, вызванных изгибающим моментом М
и случайным эксцентриситетом силы N (рис. 3.22, а). Усилие
F=F1+F2 = M/hr + Q,Q\N, (3.18)
где hr — высота этажа.
Площадь сечения анкера
AS = F/RS^5Q мм2. (3.19)
С учетом расчетной схемы, приведенной на рис. 3.22,6, проч-
ность заделки анкера в стене или столбе проверяют из условия
F^2a(a + b)Rq, (3.20)
где Rq— сопротивление материала срезу.
Расчет заделки в кладку и бетон консольных балок. При
заделке консольных балок в стену принимают, что эпюры
напряжений над и под балкой треугольные (рис. 3.23, а, б). Расчет
заделки производят по формуле
F^Rlocab/(6e0/a+\), (3.21)
где F—расчетная сила, приложенная в центре нагрузки; Rloc—рас-
четное сопротивление материала местному сжатию; а—глубина
заделки балки; b — ширина полки балки или длина прокладки;
е0 — эксцентриситет приложения силы F.
При наличии одной распределительной прокладки (рис. 3.23,6)
принимают, что ее расчетная ширина
а1=а/(1+тЖ), (3.22)
81
1-1
Рис. 3.22. Определение усилий в анкере (а) и распределение давления в кладке (б)
при растяжении элемента перекрытия
где Ьг — ширина распределительного устройства.
Если условие (3.21) не удовлетворяется, то следует увеличить
глубину заделки или уложить распределительные прокладки под
балкой и над ней (рис. 3.23, в). При ширине прокладок не более */з
глубины заделки принимают под ними прямоугольную эпюру
напряжений. Опорные реакции в заделке вычисляют из условий
£F=0 и £Л/ = 0, что приводит к выражениям
= F(c + a)/a; F2 = Fc/a. (3.23)
3.6 Основы расчета связевых систем
Связи сдвига. Несущие вертикальные конструкции
многоэтажных зданий состоят из пилонов (столбов) и колонн,
соединенных связями сдвига по вертикальным сечениям. Прост-
ранственная (совместная) работа системы обеспечивается жестки-
ми горизонтальными дисками перекрытий.
Связями сдвига являются стеновые перемычки, ригели рам с
жесткими узлами, закладные детали, бетонные шпонки, участки
перекрытий над проемами и т. д. Они препятствуют взаимному
сдвигу соседних вертикальных элементов при изгибе системы и
тем самым увеличивают ее несущую способность. Реальные связи
сдвига обладают некоторой конечной податливостью.
82
Рис. 3.24. Схемы деформирования и опорные реакции от горизонтальной нагрузки
одиночной рамы (а), одиночного пилона (б), рамно-связевой системы (в) и
вертикальной диафрагмы с проемами (г):
I— горизонтальный диск (перекрытие или покрытие)
Вследствие гибкости ригелей сдвиговая жесткость рам каркаса
небольшая. Поэтому при действии горизонтальной нагрузки в
одиночных рамах значительно перемещаются узлы нижних этажей
(рис. 3.24, а). Одиночный пилон работает под нагрузкой как
консольная балка (рис. 3.24,6). Если объединить раму и пилон в
одну рамно-связевую систему, то они будут препятствовать
свободным деформациям друг друга. Совместная работа рамы и
пилона приводит к S-образной кривой деформирования, и сдви-
гающие силы в ригелях уменьшаются (рис. 3.24, в). Без ощутимой
погрешности в расчетах пренебрегают влиянием небольших
нормальных сил во внутренних вертикальных элементах. Анало-
гично деформируется вертикальная диафрагма с проемами, если
пилоны (простенки) соединены между собой довольно жесткими
перемычками (рис. 3.24, г).
В местах соединения ригелей с колоннами и перемычек с
пилонами возникают перерезывающие силы, которые накаплива-
ются по длине вертикального элемента системы и создают
нормальные силы сжатия или растяжения. Опорные реакции
односвязных систем, приведенных на рис. 3.24, в и г, связаны
уравнением
Na+^M = MW, (3.24)
где Mw — изгибающий момент для консольной балки от ветровой
нагрузки на длину фасада здания. При расчете фактическую эпю-
ру ветровой нагрузки заменяют трапециевидной. Тогда на рас-
стоянии z от верха здания интенсивность давления ветра, попе-
речная сила и изгибающий момент соответственно составляют:
>ф) = и-тах - (wmax - wmin)z/H, (3.25)
83
2w(z) = [И’тах - (и-тах - wmin)z/(2#)]z, (3.26)
Mw{z) = 0,5 - (wmax - wmin)z/(3/f)] z2, (3.27)
где H—высота здания (рис. 3.24, а).
Характеристика податливости связи сдвига с (м/МН) представ-
ляет собой угол наклона вертикального элемента v;(z) (рад). При
единичном значении континуальной перерезывающей силы связи
Qi(z)lhr (МН/м). Характеристику с определяют с учетом шага
связей hr, расстояния между вертикальными элементами /, а также
жесткостей связи Вг и колонны Вс (рис. 3.24).
Для однопролетной рамы расстояние 1^а и характеристика
c = vj(z)/[21(z)//!r] = /!ra(a/Sr + 0,5/!r/S(.)/12. (3.28)
где а —расстояние между центрами вертикальных элементов.
Для двухпролетной симметричной рамы
c = hrl(l/Br + Q,15hr/Bc)/]2. (3.29)
Для однопролетной рамодиафрагмы (одна колонна рамы
заменена пилоном)
c = hrl(l/Br + hr/Bc)/\2. (3.30)
Для диафрагмы с проемами (рис. 3.24, г)
с = у/гг/3/(12Вга). (3.31)
Здесь
у= 1+3(/г//)2 —0,02/г// (3.32)
— коэффициент, учитывающий влияние сдвига связи на ее дефор-
мации, где h — высота сечения связи.
В крупнопанельных зданиях связь между пилонами вертикаль-
ных диафрагм осуществляется непосредственно плитами перекры-
тия. В данном случае характеристику с определяют по (3.31) при
у=1 и Br = bP/12, где b — условная ширина участка перекрытия;
t — толщина плиты перекрытия.
Если пилоны диафрагм соединены вплотную, то характеристи-
ка податливости связи сдвига
c = crhrfa. (3.33)
Здесь единичное сдвиговое перемещение сх зависит от типа
соединительных деталей и составляет от 0,75-10 3 до 2х
х 10"2 м/МН.
Расчет связевых систем. Связевые системы многоэтажных
зданий могут подвергаться косому изгибу и внецентренному
сжатию со стесненным кручением. Поскольку для них характерны
пространственные деформации элементов, то расчет связевых
систем является сложным. Для упрощения расчета системы
рассматривают как дискретные, континуальные и дискретно-кон-
тинуальные модели. В основу расчета таких моделей положены
инженерные методы П. Ф. Дроздова.
84
В дискретных моделях рассматривают дискретное расположе-
ние вертикальных элементов и связей, что приводит к сложным
расчетам. Согласно континуальным моделям системы представля-
ют как сплошные многостеновые призматические оболочки.
Континуальные модели применяют в расчетах зданий со стволами
(ядрами) жесткости (см. рис. 3.5, в) или состоящих из объемно-
блочных элементов (см. рис. 3.13).
В дискретно-континуальных моделях учитывают дискретное
расположение вертикальных элементов, а дискретное расположе-
ние связей сдвига заменяют континуальным, т. е. непрерывным по
высоте системы. Неизвестные усилия в связях заменяют функци-
ями распределения одного неизвестного по высоте системы, что
позволяет значительно упростить расчет. При расчете системы на
ЭВМ, например по программе «Авторяд ЕС-2», учитывают
физическую нелинейность модели, т. е. неупругие деформации
элементов. В расчетах принимают следующие предпосылки:
перекрытия зданий являются абсолютно жесткими в своей
плоскости и гибкими в перпендикулярной ей плоскости, колонны
не сопротивляются сдвигающим усилиям, продольные силы в
связях сдвига отсутствуют и при малых деформациях расчетная
схема не изменяется.
Как правило, выполняют поверочный расчет системы при
заданных размерах и армировании ее элементов. При этом
сначала вычисляют усилия от действия лишь вертикальной
нагрузки, а затем от совместного действия вертикальной и
горизонтальной нагрузок. Расчет элементов системы по проч-
ности, трещиностойкости и жесткости производят по наиболее
неблагоприятному варианту нагружения.
Несимметричная в плане несущая система помимо изгиба
подвергается повороту на угол 0 вокруг оси, проходящей через
центр жесткостей (ц. ж.) поперечного сечения системы (рис. 3.25).
Вследствие этого в вертикальных элементах системы возникают
дополнительные изгибающие моменты. Если изгибные жесткости
вертикальных элементов постоянны по высоте здания или
меняются в одних и тех же его этажах пропорционально одному
параметру, то координаты ц. ж. не зависят от положения
расчетного сечения системы по оси z.
Положение центра жесткостей системы определяют по коорди-
натам
ах= £ Вхкахк/^ Bxk, (3.34)
k=l
ау=^Вукаук/^Вук, (3.35)
k = 1 k=1
где n — число вертикальных элементов в системе, Вхк и Вук — из-
гибные жесткости к-го элемента относительно осей, проходящих
85
Рис. 3.25. План (а) и расчетная схема (б) стволодиафрагменной несущей системы
через его центр тяжести. Для симметричных в плане несущих
систем центр жесткостей совпадает с центром осей симметрии.
Бимомент при кручении несимметричной системы ветровой
нагрузкой (рис. 3.25, и) составляет
Mlw(z) = Mwy(z)ex - Mwx(z)ey. (3.36)
Если вертикальная нагрузка приложена к элементам с эксцент-
риситетом, то система подвергается действию дополнительного
внешнего бимомента
~(3-37)
где myi и mxJ — интенсивность изгибающих моментов в направле-
нии осей Y и X. Кроме того, в системе возникает бимомент от
перерезывающих сил в связях сдвига
(3.38)
1= 1
Суммарный бимомент системы
Mt{z} = Miw{z) + Mlm{z) + Mtq{z\ (3.39)
При изгибе системы в с-й связи Его вертикального элемента
возникает перерезывающая сила Qic (см. рис. 3.24). На расстоянии
z от верха здания силы Qic(z) вызывают в сечениях пилона или
колонны нормальную силу
86
N^ = ^Qic(z)dz. (3.40)
Производная данной силы
*(№). (3.41)
Поскольку к вертикальному элементу системы могут примыкать
связи с е сторон, то производная
^(4=1 244 (3-42)
с= 1
Для определения сил N{(z) зависимость (3.42) дифференцируют
по z и получают систему уравнений
N4z)=iQ'44 (z= 1, 2,...,н). (3.43)
Число уравнений п равно числу неизвестных нормальных сил, и
система называется «-связной. Производную перерезывающей
силы Qic(z) вычисляют, рассматривая условия перемещения систе-
мы, по формуле
Qtc(z) = [оф + Aa!(z) - a'ii(z)]/c,-, (3.44)
где a0 — угол наклона системы от плоского изгиба; Aaf(z)—до-
полнительный угол наклона г-го вертикального элемента от
поворота системы в плане на угол 0(z) (рис. 3.25); alf(z)— часть
угла наклона системы, вызванного разностью осевых деформаций
вертикальных элементов; — характеристика податливости связи
сдвига по (3.28)... (3.33).
Расчет сил Qic(z) и N^z) изложен в специальной литературе.
Таким образом, на систему действуют изгибающие моменты
Мо и МОх от горизонтальной и внецентренно приложенной
вертикальной нагрузок, а также бимомент по (3.39). В вертикаль-
ных элементах «-связной системы изгибающие моменты распреде-
ляются пропорционально их жесткостям. Поэтому в к-м элементе
системы действует изгибающий момент
Myk(z) = Bxk
iexi B{,}
Здесь изгибная жесткость вертикального элемента
Bx=*iEIx,
где
(3.45)
(3.46)
(3.47)
1
87
— коэффициент, учитывающий снижение жесткости сборного вер-
тикального элемента из-за податливости горизонтальных швов,
если ЕА и ЕкАк— жесткости при сжатии соответственно сборных
элементов и швов; —суммарная толщина швов в пределах
высоты этажа /гг;
Bt=^Bxi+y2}Byj) (3.48)
—изгибно-крутильная жесткость системы.
Угол наклона к-го вертикального элемента в плоскости Y0Z
составляет
н
(3-49)
J D‘k
Поэтому горизонтальное перемещение системы в направлении оси
Y составляет
A(z)= J (З.50)
Эпюры усилий. Характер эпюр перерезывающих сил (z),
продольных сил Nt (z) и изгибающих моментов Мк (z) элементов
несущей системы рассмотрим на примере проскопараллельной
симметричной системы, нагруженной ветровой нагрузкой в на-
правлении оси Y (рис. 3.26). Все плоскостные конструкции одного
типа (поперечные рамы с жесткими узлами и диафрагмы
одинаковой ширины) объединяют путем суммирования изгибных
жесткостей их элементов. Расчетная схема системы имеет вид,
приведенный на рис. 3.26, а.
При действии горизонтальной нагрузки внешний момент
Моу (z) = Mwy (z). Поскольку для данной системы бимомент
A/t(z) = 0, то из выражения (3.45) изгибающий момент в к-м
пилоне системы
Mk(z)= Mwy(z)- Вхк/ X Bxj. (3.51)
L i= 1 J 7 = 1
По аналогии с формулой (3.24), условие равновесия усилий в
сечении z системы имеет вид
п т
X Ni(Z)ai+ Е Mk(Z) = MWy(Z\
i=1 k= 1
(3.52)
Гладкие кривые эпюр усилий элементов строят исходя из
допущения о непрерывном распределении связей сдвига. По-
скольку они расположены сосредоточенно, фактические эпюры сил
Qi и Nt являются ступенчатыми, а изгибающих моментов
Мк — пилообразными (рис. 3.26). Для сплошных диафрагм дей-
ствительные эпюры Мк имеют вид ломаной линии.
88
Рис. 3.26. Расчетная схема («), эпюры усилий (о, в, г) и план здания (3) при
плоскопараллельной несущей системе:
7—рама; 2—торцевая стена; 3—диафрагма; 4- перекрытие
Максимальная ордината эпюры перерезывающих сил g,
(рис. 3.26,6) и место ее положения зависят от жесткости пилонов,
податливости перемычек и расстояния а между центрами пилонов.
Внизу здания силы g, снижаются из-за жесткого соединения
пилонов с фундаментом.
Из эпюры на рис. 3.26, г наглядно видна доля внешнего
момента, воспринимаемого суммой моментов продольных сил
Поскольку по знаку данный момент, обратный моменту
от горизонтальной нагрузки Mw(z), эпюра изгибающих моментов
£ Мк (z) в верхней части системы меняет знак.
Вследствие неравномерного давления фундаментов на грунт
происходит крен диафрагм. В рамно-связевых системах это
приводит к перераспределению усилий. Под влиянием податли-
вости основания увеличивается доля горизонтальной нагрузки,
передающейся на рамы. При этом изгибающие моменты в
пилонах диафрагмы уменьшаются (кривая 1 на рис. 3.26, г).
3.7. Упрощенные методы расчета связевых систем
Консольная модель системы, ее жесткость и угол
скручивания. Консольная модель является частным случаем
дискретно-континуальной модели, когда связи сдвига между
89
вертикальными элементами системы заменяют шарнирными или
абсолютно жесткими, а вертикальные элементы считают кон-
сольно защемленными в фундаментах.
Изгибную жесткость сборной диафрагмы с одним вертикаль-
ным рядом дверных или оконных проемов можно рассматривать
как единый вертикальный элемент, т. е. рассчитывать по фор-
муле
5x = X1X2£Zx.
Здесь коэффициенты х, по (3.47)
х -1/ji I h'P • A'A>
2 + 3IH2 At + A2
(3.53)
(3-54)
! (Л+Л)12
где hr — высота этажа; / и I—пролет и момент инерции сечения
перемычки; Ах, А2 и 12— площади и моменты инерции сечения
пилонов диафрагмы; td и hd—толщина и высота сечения
диафрагмы (рис. 3.26, а). Для монолитной сплошной диафрагмы
коэффициенты х1 = х2 = 1.
Крутильная жесткость характерна для стволов систе-
мы. Будучи элементами замкнутого сечения, они хорошо
сопротивляются чистому кручению. Крутильная жесткость
ствола
+ —
1 = 1
(3.55)
где G — модуль сдвига материала ствола; Ant—площадь сечения
ствола, ослабленного проемами; —расстояние вдоль контура
сечения ствола между центрами пилонов, примыкающих к z-му
проему; п — число проемов (см. рис. 3.25).
Угол скручивания 0 системы зависит от ее структуры и
внешнего крутящего момента. При действии ветровой нагрузки в
направлении оси Y на расстоянии z от верха здания имеют место
поперечная сила Qwy(z), изгибающий момент Mwy(z) и крутящий
момент
Tw{z)=Qwy{z)ex. (3.56)
При повороте системы на угол 0 (z) все т стволов системы
воспринимают крутящий момент
т
(3-57)
i= 1
где 0'(z)— производная угла скручивания; GIti—крутильная жест-
кость z-ro ствола.
В k-м стволе возникает крутящий момент, пропорциональный
его крутильной жесткости, т. е.
90
Tk(z)=Tl(-)GItklYGIt, (3.58)
i = 1
Так как стволы и диафрагмы системы соединены жесткими
Перекрытиями, то они сопротивляются изгибному кручению. При
повороте этажей в системе возникает момент
T2(z) = -Q"'(z)B„ (3.59)
где Bt— изгибно-крутильная жесткость системы по (3.48).
Функцию угла скручивания 0 (z) вычисляют из условия равно-
весия крутящих моментов
т
Tw(z) = T1(z)+T2(z) = 6'(z) £ GIti-Q"'(z)Bt. (3.60)
i= 1
Дифференцируя выражение (3.60) по z, получаем дифферен-
циальное уравнение
0IV (z) —х20" (z)+ T'w(z)/Bt = Q, (3.61)
где коэффициент
т
z2= £ GI.JB-, (3.62)
i = 1
Tw(z)— момент по (3.56); Bt — жесткость по (3.48).
При трапециевидной эпюре горизонтальной нагрузки функция
угла скручивания
6 (-)= —V— {Mwy (г)+ [н’тах (Pshxz+chxz) —и’ (z)]}. (3.63)
Ё G14
i~ 1
Здесь M (z)— момент по (3.27); m’(z) — интенсивность
ветра по (3.25);
0,5хЯ 1 + -хЯ 1- "'""'shz//
\ |г / \ И'
\ ‘ max/ \ шах
давления
(3-64)
/сйхЯ,
где х — коэффициент по (3.62); Н—высота системы.
Консольная модель системы с шарнирными связями бескаркас-
ных зданий. Хотя шарнирные связи не сопротивляются сдвигу, они
обеспечивают неизменчивость контура поперечного сечения несу-
щей системы и равенство перемещений всех ее вертикальных
элементов.
Рассмотрим несимметричную в плане стволодиафрагмен-
ную систему, состоящую из т стволов и г — т плоских диа-
фрагм (ем. рис. 3.25) при действии ветровой нагрузки в на-
правлении Y.
При плоском изгибе системы моментом 4/wv(z) по (3.27) от
горизонтальной нагрузки изгибающие моменты в стволах и
91
диафрагмах распределяются пропорционально их жесткостям.
Поэтому в к-м вертикальном элементе действует момент
Mkk(z) = Mwy(z)Bxk/%Bxi, (3.65)
1 = 1
где Вх — изгибная жесткость элемента по (3.53).
Из-за действия момента T2(z) по (3.59) в к-м элементе
возникает изгибающий момент
M2jt(z)=-0''(z)xtJBxt. (3.66)
Расчет изгибающих моментов от вертикальной нагрузки
выполняют с учетом изгиба и кручения системы из-за внецентрен-
ного сжатия ее элементов. От плоского изгиба в к-м элементе
возникает изгибающий момент
M3k(z) = zBxk £ myi/ f Вх,
1 = 1 i = 1
(3.67)
Бимомент вертикальной нагрузки M(m(z) по (3.37) распреде-
ляется между стволов и диафрагм системы пропорционально их
изгибно-крутильным жесткостям. В к-м элементе действует
бимомент
М4к (z) хк = Mtm (z) х% Вхк/В,.
Отсюда изгибающий момент
(3.68)
M4k(z) = Mtm(z)xkBxk/Bt, (3.69)
где В, — изгибно-крутильная жесткость системы по (3.48).
Суммарный изгибающий момент в к-м вертикальном элементе
Мук (z) = Mlk (z) + М2к (z) + Мзк (z) + М4к (z). (3.70)
Симметричная в плане несущая система не испытывает
кручения, поэтому суммарный изгибающий момент
4<.y(Z) + Z Е myi
t = 1
вхк/ z вх, (3.71)
Суммарная поперечная сила в к-м элементе системы равна
производной от изгибающего момента Мук (z), сниженной на
интенсивность местного момента тук, т. е. сила
Qyk^) = M'yk{z)-myk. (3.72)
Расчет диафрагменной системы упрощается. При отсутст-
вии стволов жесткости изгибающий момент Л/2Лг) опреде-
ляют из условия равенства внешних и внутренних оимоментов
системы
Mwy(z)ex= £ M2k[z)xk + £ M2j(z)yj.
к=1 7 = 1
(3.73)
92
С учетом крутильной жесткости Bt по (3.48) и выражения (3.66)
можно записать, что бимомент
Mwy(z)ex=—Q" (z) В,. (3.74)
Отсюда вторая производная функции угла скручивания системы
9" (г) = -Mwy(z)ex/Bt. (3.75)
Подставляя данное значение в формулу (3.66), получаем, что для
к-го элемента диафрагменной системы изгибающий момент
М2Дг) = Ми,Д7)еЛх^//Зг (3.76)
Суммарные усилия вычисляют по (3.70) ... (3.72).
Прогиб вершины здания вызывают изгибные и изгибно-крутиль-
ные деформации несущей системы, а также податливость основа-
ния стволов и диафрагм жесткости.
Прогиб вершины здания от плоского изгиба системы горизон-
тальной и вертикальной нагрузкой составляет
утп
11+4 и’ш!п/ )V,
20(2 + ит;
-'/=+«,,(//)+ ЛГ„(Я) / Е
iin'nmax/ I J к= 1
(3.77)
где Mwy (JI)— момент по (3.27); Вх — изгибная жесткость по (3.53).
Прогиб вершины здания от изгибно-крутильных деформаций
системы
fyt= 11±4>^и>1пахехЯ+£(ту;х-тхЛ Я/(35(), (3.78)
где Bt — изгибно-крутильная жесткость по (3.48).
Дополнительный прогиб от податливости основания
fye ~ [М1к (Н) + М3к (Я)] Н/Вдк. (3.79)
Здесь Ми(Я) — момент по (3.65); М3к(Н)— момент по (3.67);
Bgk = cgIfk (3.80)
— угловая жесткость основания, где сд— коэффициент постели
основания, МН/м3; Ifk— момент инерции подошвы фундамента
к-ro элемента.
Суммарный прогиб вершины здания
fy=fym+fyt+fye^H/\OOQ. (3.81)
Здесь величина предельного прогиба Я/1000 принята исходя из
условия обеспечения надежной работы связей вертикальных
элементов.
Консольная модель системы с жесткими связями полносборных
каркасно-панельных зданий. В зданиях с полносборными же-
лезобетонными каркасами жесткость стыков ригелей с колон-
нами является ограниченной или нулевой. Поэтому горизонталь-
ную нагрузку воспринимают сборные вертикальные диафрагмы,
93
которые обычно располагают симметрично относительно
центральных осей здания.
Сборные панели соединяют с колоннами сварными стыками.
В статических расчетах принимают, что соединения являются
абсолютно жесткими, поэтому влияние податливости связей
сдвига учитывают путем введения коэффициента условий работы
х3 = (2,6Я/д—1,3)/(2 + ЗЯ/д)<1, (3.82)
где Я—высота здания; а—расстояние между осями колонн
комплексной диафрагмы (см. рис. 3.28, в). Тогда изгибная жест-
кость диафрагмы
Вх = и3Еь1х<геЛ. (3.83)
В расчетную схему включают диафрагмы, параллельные
плоскости действия ветровой нагрузки. При этом считают, что
перекрытия полностью обеспечивают равенство горизонтальных
перемещений всех диафрагм системы.
Так как расчет системы ведется по консольной модели, то
пренебрегают наличием нормальных сил в колоннах от горизон-
тальной нагрузки. При действии горизонтальной и вертикальной
нагрузки изгибающий момент в к-й диафрагме
Mk(z) = Mlk(z) + ^M3k(z). (3.84)
Здесь Mlk(z) по (3.65) и M3k(z) по (3.67) с учетом жесткости Вх по
(3.53);
T| = l/[l-v(z)/vcr> 1 (3.85)
— коэффициент, при помощи которого учитывают увеличение
момента M3k(z) вследствие горизонтального перемещения си-
стемы, где
v(z) = z2Xi2V;(z)/fi5x (3.86)
— коэффициент вертикальной нагрузки; vcr«7— критическое
значение этого коэффициента.
Сдвигающее усилие в связях сборных колонн и панелей
диафрагмы составляет
6(z) = x4T(z)Vd. (3.87)
Здесь
х4 = (Я/д-0,45)/(Я/д-0,15)<1 (3.88)
— коэффициент условий работы вертикального шва на сдвиг;
t(z)—условное сдвигающее напряжение между колонной и па-
нелью, вызываемое горизонтальной нагрузкой и различными их
деформациями от вертикальной нагрузки; hr — расстояние между
связями; td — толщина панели.
94
Прогиб вершины здания определяют по (3.77) и проверяют
условие Н/1000.
Консольная модель системы с жесткими связями зданий со
стенами из монолитного бетона и каменной кладки. В статических
расчетах таких зданий применяют консольную модель с жесткими
связями, если расстояния между поперечными стенами не явля-
ются слишком большими. Максимальное расстояние между
поперечными стенами зависит от типа перекрытий, вида стеновых
материалов, высоты и ширины здания.
Расчет здания производят по так называемой жесткой
конструктивной схеме, учитывающей пространственную работу
консольной системы двутаврового или таврового поперечного
сечения, заделанной в фундаментах. Длина участков наружных
стен, включаемых в расчетное сечение консольной балки, со-
ставляет
s=Q,l^h\/A^t^ + l2)l*. (3-89)
Здесь £й—суммарная высота горизонтальных поясов кладки
между оконными проемами от верха поперечной стены до уровня
рассчитываемого сечения; АЬг и A„t— площади горизонтального
сечения соответственно сплошной части и простенков продольной
стены на длине 2s (рис. 3.27, а).
Совместная работа наружных и внутренних стен обеспечи-
вается при соблюдении условия
(3.90)
где 6i (z)—сдвигающее усилие, вызываемое горизонтальной на-
грузкой; 2 2 (z)—то же’ различием продольных деформаций
наружной и внутренней стен; 2«(z)—сопротивление сопряжения
стен при срезе, зависящее от конструкции стыкового соединения.
Сдвигающее усилие
6i(z) = T(z)^9 = e„,(z)^n(j/!r//n(. (3.91)
Здесь t(z) = Qw(z) Snt/(Inttint)—сдвигающее напряжение, где Qw(z) —
поперечная сила консольной балки; Snl = Anly—статический
момент горизонтального сечения простенков; /п( — момент инер-
ции расчетного сечения консольной балки; tint—толщина попереч-
ной стены; hr — высота этажа.
Сдвигающее усилие
Q2(z)=AaGAq/y. (3.92)
Здесь
Ла = й (cinl JEint-cex,JEex, + EinltC-Eexhc) (3.93)
— разность деформаций внутренней и наружной стен, где i—но-
мер этажа; oin( с и oexte—нормальные сжимающие напряжения во
95
1-1
Рис. 3.27. Консольная модель систе-
мы с жесткими связями (а), расчет-
ная схема (о) и эпюры изгибающих
моментов (в, г) в наружной стене, не
работающей совместно с попереч-
ными стенами
внутренней и наружной стенах с-го этажа здания от внешней
нагрузки; Eint и Eext— модули деформаций материалов стен; s;nt c и
sext с — относительные деформации укорочения материалов стен от
усадочных и температурно-влажностных воздействий; G — модуль
сдвига материала; Aq = hrtint— площадь среза.
Для снижения усилия Q2 (z) следует до минимума уменьшить
деформации Да по (3.93) путем обеспечения одинаковых по
величине деформаций наружных и внутренних стен.
Расчет простенков наружной стены производят с учетом
продольного усилия от ветровой нагрузки
(z) = о w (z) A t f 1 - -") А, (3.94)
где Mw (z) — изгибающий момент в середине рассматриваемого эта-
жа; %! — расстояние от оси поперечной стены до центра простенка;
s — расстояние по (3.89); А}— площадь сечения простенка.
В перемычке проема наружной стены действуют перерезы-
вающее усилие и изгибающий момент
eext(z) = 0,5ew(z)Ar(l-x/5)/5, (3.95)
96
Mex((z) = 0,56ex((z)/, (3.96)
где x — расстояние от оси поперечной стены до оси проема;
В—расстояние между поперечными стенами; /—пролет пере-
мычки в свету (см. рис. 3.27).
В перемычке поперечной стены действуют перерезывающее
усилие и изгибающий момент
Qint{z^Qw[z)hrplB, (3.97)
Mint(z)*0,5Qint(z)l, (3.98)
где ц—коэффициент неравномерности распределения касательных
напряжений, который составляет 1,15; 1,35 и 1,5 соответственно
для двутавровых, тавровых и прямоугольных сечений консольной
модели.
Расчет наружных стен, неработающих совместно с поперечными
стенами. Такой расчет применяется в тех случаях, когда не
соблюдается условие (3.90). Горизонтальные и вертикальные
нагрузки воспринимаются диафрагменной системой, состоящей из
внутренних и наружных стен, параллельных ветровой нагрузке.
Перпендикулярные ей наружные стены рассматривают как вер-
тикальные балочные плиты, опертые на неподвижные опоры-
перекрытия (рис. 3.27, б).
Нагрузку от верхних этажей принимают приложенной в центре
сечения стены вышележащего этажа, если перекрытия представ-
ляют собой жесткие горизонтальные диафрагмы. Однако нагрузку
F в пределах рассчитываемого этажа принимают приложенной с
эксцентриситетом е = у — с/3, где с — глубина заделки балок или
настилов перекрытий, но не более 210 мм. Эпюры изгибающих
моментов от вертикальной и горизонтальной нагрузок приведены
на рис. 3.27, в, г.
Расчетный элемент стены z-ro этажа подвергается сжатию
силой N—Ni^ + Gi + F и изгибу моментами Mf и Mw. Таким
образом рассчитывают внецентренно сжатый элемент.
По эксплуатационным и конструктивным соображениям огра-
ничивают величину раскрытия трещин в сопряжениях наружных и
внутренних стен. Поэтому требуют соблюдения условия
Aa^Aalim, (3.99)
где Аа — по (3.93). Предельную разность деформаций соседних
стен в верхнем этаже здания Aalim (мм) определяют по приближен-
ной формуле
A«lim^6000«/£in„ (3.100)
где п — число этажей; Eint — модуль деформаций материала внут-
ренних стен, МПа.
Расчет зданий на ускорение колебаний. Данный расчет выпол-
няют во избежание неприятных ощущений у людей, проживающих
в многоэтажных зданиях. Ускорение колебаний системы а не
97
4-258
должно превышать 0,1 м/с2. Для зданий высотой до 50 м
ускорение колебаний вычисляют по приближенной формуле
a^wpHL!G, (3.101)
где w —пульсационная составляющая ветровой нагрузки, Н/м2;
Н и L — высота и длина здания, м; G—масса здания, кг (без
массы фундаментов).
3.8 Проверка прочности
стеновых элементов
Элементы несимметричной в плане системы. Расчет
стен, пилонов, стволов и других вертикальных элементов много-
этажных зданий выполняют с учетом эксплуатационных и
монтажных нагрузок. В период возведения зданий расчет произ-
водят с учетом, что балки и панели перекрытий укладывают по
ходу строительства стен. Поэтому возможно опирание элементов
перекрытия на бетон молодого возраста или на свежеуложенную
кладку. Прочность на сжатие вертикальных элементов зданий
проверяют в середине высоты этажа и в уровне перекрытия
здания.
Равнодействующая нормальная сила N находится на рас-
стояниях ех и е от центра тяжести горизонтального сечения
элемента (рис. 3.28, а). Перенос силы N в центр изгиба элемента
сопровождается не только изгибающими моментами Mx = Nex и
My = Ney, но и бимоментом Mt = Nexey. Поэтому расчет такого
элемента на косое сжатие производят из условия
N^NxNyJNc, (3.102)
где Nx - продольная сила, которая может быть воспринята сече-
нием при внецентренном сжатии элемента с эксцентриситетом ех;
Ny — то же, с эксцентриситетом еу, Nc — то же, при осевом сжатии.
Элементы плоскопараллельной несущей системы. В таких систе-
мах векторы внешних сил проходят через центры изгиба (центры
жесткости) элементов. В данном случае прочность горизонтальных
сечений элементов проверяют с учетом расчетной схемы, приве-
денной на рис. 3.28, а — г. Расчет по прочности элемента на косое
сжатие выполняют из условия
A^i/(Wx+i/;vy-i/;vc), (з.юз)
где - продольная сила, которая может быть воспринята
сечением при внецентренном сжатии с эксцентриситетом ех =
= Mx!N+eac, где еас^10мм — случайный эксцентриситет при-
ложения силы N, возникающей вследствие возможных взаимных
смещений сборных панелей стен и перекрытий при монтаже
зданий; Ny — продольная сила, которая может быть воспринята
сечением при сжатии с эксцентриситетом ey=MyJN', Nc — то же,
при осевом сжатии.
98
Рис. 3.28. К проверке прочности стеновых элементов
При наличии сдвигающих сил прочность бетонных элементов
проверяют из условий
N^AeRcq, (3.104)
Q^AqyqRq. (3.105)
Здесь Ас—площадь сжатой зоны сечения при действии изги-
бающего момента Му;
Rcq = Nx(l~Rt/Rc)/A (3.106)
— расчетное сопротивление сжатию стенового материала при
наличии сдвигающих напряжений, где Nx— несущая способность
элемента при его внецентренном сжатии из плоскости; Rt и
Rc — расчетные сопротивления материала при растяжении и
сжатии; А — площадь сечения элемента; Q — сдвигающая сила;
Aq — площадь сдвига, равная площади сжатия зоны Ас без
площади примыкающих простенков перпендикулярного направ-
ления; 7^0,8 — коэффициент, учитывающий неравномерность рас-
пределения сдвигающих напряжений;
Rq= 7KWHVK) (3-Ю7)
— сопротивление материала срезу.
При наличии сдвигающих сил прочность железобетонных эле-
ментов проверяют с учетом работы растянутой арматуры из
условий
As>(AcRcq-N)lRs, (3.108)
Nes^,5RCtqth0, (3.109)
Q^AqRq+AqtRqt, (3.110)
99
где As — площадь сечения арматуры растянутой зоны внецент-
ренно сжатого элемента; R—сопротивление материала по
(3.106); Rs — расчетное сопротивление арматуры; es — эксцентри-
ситет силы N относительно центра тяжести растянутой арматуры;
t — толщина элемента; h0 — расчетная высота сечения;
*«= У^-М^^+лм) (зли)
— сопротивление армированного материала срезу, где ц, и
ц2— коэффициенты армирования стенового элемента горизон-
тальной и вертикальной арматурой; Rsl и Rs2 — расчетные
сопротивления этих арматур; Aqt— площадь сдвига растянутой
зоны горизонтального сечения; R t— сопротивление по (3.111) при
W=0.
Прочность горизонтального растворного шва на срез для
сборных крупнопанельных и крупноблочных стен проверяют по
формуле
е^(Дв + 0,5ЛМ) Aq, (3.112)
где Rq — сопротивление шва срезу, принимаемое для раствора
прочности 5 МПа и выше равным 0,16 МПа; Ас — площадь сжатой
зоны сечения; Aq — площадь сдвига данной зоны.
Элементы каркасно-панельной несущей системы. В таких систе-
мах стеновые элементы — диафрагмы жесткости — состоят из двух
колонн и сборных панелей (рис. 3.28,в). Расчет комплексного
элемента выполняют с учетом графика усилий N—M, приведен-
ного на рис. 3.28, г. Для данного графика характерны три точки.
Точка 1 соответствует границе между первым и вторым
случаями внецентренного сжатия; точка 2 — эксцентриситету
сжимающей силы е0 = а/2, где а — расстояние между центрами
колонн; точка 3 — предельному изгибающему моменту, воспри-
нимаемому горизонтальным сечением диафрагмы при N=0. При
обеспечении анкеровки колонн в фундаментах усилия в харак-
терных точках графика вычисляют по формулам:
(3.113)
П\ = Пис+rd-Nut, (3.114)
M1=Nuca + rdc — 0,5N1a, (3.115)
N2 = Nuc~Nut, (3.116)
M2 = 0,5(tfuc + JVUI)a, (3.117)
M3 = Nuta, (3.118)
где г—прочность на сжатие единицы длины стенки диафрагмы;
hd — ширина стенки диафрагмы; Nuc и Nut— несущая способность
колонны при сжатии и растяжении; d и с—размеры сжатой зоны
стенки, соответствующие граничному значению относительной
высоты сжатой зоны ^R = xR/h0; а—расстояние между центрами
колонн.
100
Условия прочности диафрагмы зависят от величин усилий N и
Му. Как видно из графика на рис. 3.28, г, условия прочности
можно выражать с помощью трех предельных неравенств:
при по (3.119)
при по yt6Mv^(Ml-M2){N1-N)/{N-N2), (3.120)
при 0<W<W2 по My^M3+(M2-M3)N/N2. (3.121)
Здесь коэффициентами
х 5 = (Н/а+0,25)/(Н/а - 0,25), (3.122)
х6 = 1 + (х5 -1) (N-- tf2) (3.123)
учитывают податливость связей сдвига в сборных комплексных
диафрагмах, где Н—высота здания; а — расстояние между цент-
рами колонн. Для монолитных каркасно-панельных систем коэффи-
циенты х5 = х6 = 1.
Если соединение колонн каркаса с фундаментами не обеспе-
чивает передачу растягивающих усилий, как это имеет место в
типовых каркасах серий ИИ-04 и 1.020-1, то усилия Nut = 0 и
/И3'=0 (кривая 2 на рис. 3.28, г).
Прочность горизонтальных растворных швов на срез сборной
комплексной диафрагмы проверяют из условия
e^tf+2/?^, (3.124)
где цл:0,5 — коэффициент трения; N—продольная сила в диа-
фрагме; Rbt — сопротивление бетона растяжению; —площадь
сечения одной колонны.
ГЛАВА
Конструкции
одноэтажных
каркасных зданий
4.1 Конструктивные схемы
одноэтажных каркасных зданий
Компоновка одноэтажных каркасных зданий. Од-
ноэтажные каркасные здания широко применяют в промыш-
ленном (рис. 4.1, а,б, в) и сельскохозяйственном (рис. 4.1, г, Э)
строительстве. Железобетонный каркас состоит из колонн, гори-
зонтальных стропильных и подстропильных конструкций (ба-
лок или ферм) и плит покрытия. В зданиях с мостовыми кра-
нами, кроме того, ставят подкрановые балки. Наружные сте-
ны монтируют из горизонтальных или вертикальных панелей.
Отдельные нетиповые фрагменты стен возводят из кирпичной
кладки.
Одноэтажные здания широко применяют в металлургической,
машиностроительной и другой промышленности, там, где име-
ются различные транспортные средства в виде мостовых или
подвесных кранов, рельсовых или безрельсовых напольных кранов
и вагонеток и т. д. Сборные каркасные конструкции в сельско-
хозяйственном строительстве дают возможность возводить огне-
стойкие и гигиенические здания.
102
Рис. 4.1. Конструктивные схемы одноэтажных каркасных зданий промышленного
(а, б, в) и сельскохозяйственного (г, д) типов:
1 балка; 2—колонна; 3— плита покрытия; 4—стеновая панель; 5 — фонарь; 6 — мосто-
вой кран; 7—стропильная ферма; 8—вертикальная стеновая панель; 9 — подвесной кран;
10 — рама
Одноэтажные каркасные здания проектируют прямоугольной в
плане формы с одинаковыми пролетами и шагами колонн
/2 = 6 ... 18 м. Формирование объемно-планировочных решений
промышленных зданий определяют его функциональным назначе-
нием и особенностями технологических процессов. Поэтому
здания могут быть одно- и многопролетными.
С увеличением площади здания заметно снижается стоимость
единицы производственной площади. Однако укрупнение зданий
увеличивает сроки строительства. Поэтому правильной является
компоновка зданий из секций, каждая из которых способна
производить продукцию без завершения строительства всего
корпуса. Обычно размеры секций совмещают с размерами
температурных блоков. В ряде случаев оказывается целесооб-
103
разным рассчитывать каркас секции на температурные воздей-
ствия и увеличивать размеры температурных блоков до требуемых
величин L= и В= £/2.
Высоту здания определяют с учетом отметки верха кранового
рельса, а также размещения типовых стеновых панелей. В зданиях,
оборудованных подвесными кранами, расстояние от чистого пола
до низа несущей конструкции покрытия составляет от 3,6 до
14,4м через 1,2 м. Для зданий с мостовыми кранами данное
расстояние колеблется от 8,4 до 18 м через 1,2 м. Наиболее
массовыми являются одноэтажные здания пролетами 18 и 24 м.
Для таких зданий рационально применять несущие конструкции из
железобетона. Пролеты каркасных сельскохозяйственных зданий
бывают 12; 18 и 21 м.
Конструктивные схемы одноэтажных каркасов. Промышленные
и сельскохозяйственные производственные здания обычно решают
по балочной схеме. Пространственный каркас здания состоит из
поперечных и продольных рам, которые воспринимают вертикаль-
ные и горизонтальные нагрузки. В сельскохозяйственном строи-
тельстве широко применяют каркасы, состоящие из сборных
трехшарнирных железобетонных рам (рис. 4.1, Э).
Плоские покрытия зданий являются, как правило, беспрогон-
ными. Крупные панели покрытия укладывают непосредственно по
ригелям рам и приваривают к ним не менее чем в трех углах. При
этом должна быть обеспечена сварка по всей длине закладных
деталей стыкуемых конструкций. Тогда панели перекрытия обра-
зуют жесткий горизонтальный диск, обеспечивающий простран-
ственную работу каркаса зданий.
Конструктивное решение одноэтажных каркасных зданий
выполняется по одному из трех следующих вариантов: ригели
укладывают только по колоннам с шагом /2, равным 6; 12 и 18 м,
при отсутствии подстропильных конструкций (рис. 4.2, а); ригели с
шагом 6 м укладывают по подстропильным конструкциям,
имеющим пролет 12 и 18 м (рис. 4.2, б); ригели с шагом 6 м
укладывают по подстропильным конструкциям внутри каркаса и
по крайним колоннам с шагом 6 м, т. е. применяют комбиниро-
ванную схему каркаса (рис. 4.2, в).
В зданиях с мостовыми крапами или бескрановых зданиях без
подвесных потолков рациональным конструктивным решением
считают каркас без подстропильных конструкций с шагом ригелей
12 м. При наличии подвесного транспорта или подвесных потол-
ков балки или фермы укладывают с шагом 6 м. При шаге колонн
12 и 18 м в таких случаях применяют подстропильные кон-
струкции.
При продольном расположении стропильных конструкций
ригели укладываю! на колонны вдоль пролета, а крупноразмер-
ные панели или длинные складки покрытия — поперек пролета
(рис. 4.2, г).
104
Рис. 4.2. Варианты конструктивного решения каркасных зданий без подстропиль-
ных конструкций (а), с подстропильными конструкциями (б), по комбинированной
схеме (в) и при продольном расположении стропильных конструкций (г):
1 — крайняя колонна; 2 — средняя колонна; 3 — стропильная конструкция; 4 — подстропиль-
ная конструкция; 5 плита покрытия
Рис. 4.3. Привязка колонн к разбивочным осям в поперечном (а, б) и продольном
(в) разрезе здания;
/--колонна; 2— наружная стена; 3—температурный шов
Стропильные балки целесообразно применять при пролетах до
24 м, стропильные фермы — до 30 м и стропильные арки —
до 36 м. Трудоемкость изготовления ферм выше, чем у балок,
примерно в 1,5 раза, поэтому для зданий с пролетами 24 м фермы
применяют при специальном технологическом обосновании.
В качестве покрытия некоторых типов большепролетных промыш-
ленных зданий целесообразно применять тонкостенные простран-
ственные конструкции (см. гл. 6).
Привязка колонн каркаса к разбивочным осям дана на
рис. 4.3.
Продольные температурные швы выполняют на двух колоннах.
Расстояние между осями колонн принимают не менее 500 мм и
кратное 250 мм. Перепад по высоте поперек пролетов здания
выполняют обычно при наличии двух колонн. Расстояние между
осями колонн составляет 1200... 1300 мм.
105
Рис. 4.4. Схемы размещения стальных связей в поперечном (а) и продольном (б)
направлениях одноэтажного каркаса
Пространственная жесткость одноэтажного каркаса. Простран-
ственную жесткость каркаса, т. е. его Способность сопротивляться
воздействию горизонтальных нагрузок, обеспечивают защемлен-
ные в фундамента^ колонны, жесткий диск покрытия и система
связей из стального проката (рис. 4.4). Связи приваривают к
закладным деталям колонн и элементов покрытия здания.
В направлении технологического процесса вертикальные связи
между колоннами не могут быть установлены, поэтому в
поперечном направлении пространственную жесткость каркаса
обеспечивают колонны и диск покрытия, распределяющий мест-
ные горизонтальные нагрузки между колоннами. В продольном
направлении связи устанавливают в середине температурного
блока. В данном случае связи не препятствуют температурным
деформациям здания.
Вертикальные связи между колоннами 1 и фермами 2
воспринимают горизонтальные нагрузки в продольном направле-
нии каркаса (ветер на торец здания, торможение кранов и т. п.).
При небольшой высоте ригеля на колонне, составляющей не более
800 мм, связи 2 можно не ставить.
Горизонтальные связи по нижнему поясу ригелей 3 воспри-
нимают ветровую нагрузку на торец здания, так как являются
опорами колонн торцевой стены. В зданиях большой высоты
связи 3 представляют собой стальную ферму с крестовой
решеткой. Горизонтальные связи по верхнему поясу ригелей 4
применяют при наличии фонарей. Поскольку панели покрытия под
ними отсутствуют, связи уменьшают расчетные длины сжатых
поясов ригелей, по оси которых устанавливают металлические
распорки 5. Если фонарь не доходит до торца температурного
блока, то связей 4 не делают, однако распорка необходима и в
данном случае.
Связи по фонарям 6, 7 и 8 устанавливают для объединения
фонарных ферм в устойчивую пространственную систему.
106
Следует отметить, что применение сборно-монолитных кон-
струкций покрытия одноэтажных промышленных зданий позво-
ляет не только увеличить пространственную жесткость каркаса, но
и, расстояния между колоннами без перерасхода арматурной стали
и цемента.
4.2 Расчет рам из сборных элементов
Поперечная одно- или многопролетная рама одно-
этажного каркаса состоит из колонн, защемленных в фундаментах,
и опирающихся на них ригелей, состоящих из балок, ферм и
других несущих конструкций. Соединение ригеля с колонной
считается шарнирным.
Жесткий диск покрытия здания и система связей обеспечи-
вают совместную работу поперечных рам, поэтому крановая
или другая горизонтальная нагрузка, приложенная к одной раме,
будет воспринята и другими рамами, что следует учитывать в
расчетах.
Постоянную нагрузку от веса стропильных и подстропильных
конструкций, а также панелей перекрытия, снега и подвесных
кранов передают на колонны как вертикальные силы Nextl и Next2
(рис. 4.5, а). Вертикальные силы Next3 от навесных стеновых
панелей на крайние колонны принимают с эксцентриситетом е3,
составляющим полусумму толщины панели и высоты сечения
колонны.
Расстояние от силы Nextl до крайней координационной оси
здания принимают 175 мм. Поэтому эксцентриситеты приложения
этой силы в верхней части крайних колонн при нулевой их
привязке составляют е2 = 0,5/г2 —175 мм, а при привязке 250 мм
будет е2 = 425 —0,5/г2 (рис. 4.5, в). В подкрановой части колонны
эксцентриситет приложения данной силы составляет ег =
= А2)/2. Таким образом, в сечениях колонн ниже пере-
крытия и выше подкрановой консоли действуют изгибающие
моменты соответственно М2 = Next х е2 и Mr= (Next х + G2) et +
+ ^exr3e3, где G2—собственный вес верхней части колонны
высотой Н2.
Для средних колонн учитывают возможность наличия
различных давлений соседних ригелей, а также случайный экс-
центриситет приложения силы Next2 величиной в 20 мм.
Однако при расчете усилий рам данным эксцентриситетом
пренебрегают.
Временную ветровую нагрузку (положительное и отрицатель-
ное давление ветра), передающуюся на конструкции покры-
тия здания выше колонн, приводят к сосредоточенной гори-
зонтальной силе W, приложенной в уровне верха рамы. Ветровые
нагрузки на стеновые панели w1 и w2 являются распределенными
по высоте крайних колонн. При этом учитываются нормативные
107
Рис. 4.5. Расчетные схемы поперечной рамы (а) и двухветвевой колонны (б),
привязка вертикальных сил к осям колонны (в, г), расчетные схемы подкрановой
балки (Э) и каркаса с рамными колоннами (/), воспринимающими горизонтальные
нагрузки (е, ж)
рекомендации по учету изменения скоростного напора по высоте
здания.
Временную нагрузку от мостовых кранов определяют с учетом
коэффициента надежности по нагрузке = 1,1. Максимальное
давление на одно колесо крана Fcr>max имеет место, если его
тележка с грузом находится вблизи подкрановой балки. Тогда на
колеса крана с противоположной стороны действует давление
Fcr min- Суммарное давление на четыре колеса крана составляет
2(^cr,max + ^r.min) = C + G„ + G1, где G - вес Груза, Gcr —собствен-
ный вес моста и Gt— вес тележки.
Вертикальную нагрузку от мостовых кранов определяют с
учетом положения колонны рамы. Нагрузку Ncr на крайнюю
108
колонну вычисляют от двух максимально сближенных кранов по
линии влияния опорных реакций (рис. 4.5, д). При этом учиты-
вается коэффициент сочетаний нагрузок 0,85. Нагрузку Ncr на
среднюю колонну определяют от четырех кранов с коэффици-
ентом сочетаний 0,7. При этом учитывают максимальное давление
крана на подкрановую балку с одного пролета рамы и минималь-
ное—с соседнего пролета.
Расстояние от разбивочных осей подкрановых балок при-
нято единым для всех схем зданий и составляет д = 750 мм
(рис. 4.5, г). В зданиях с мостовыми кранами грузоподъемностью
более 50 т, а также при наличии проходов в подкрановой части
колонн данное расстояние увеличивается до 1000 мм. Допускается
его принимать равным 500 мм в зданиях, оборудованных мосто-
выми электрическими кранами грузоподъемностью до 15 т и
мостовыми ручными кранами любой грузоподъемности.
Вертикальное давление от кранов передается через подкрано-
вые балки на подкрановую часть крайней и средней колонны с
эксцентриситетом соответственно есг = а — 0,5/г2 + 250 мм и есг = а
(рис. 4.5, г). Поэтому в расчетах учитывают изгибающие моменты
-^сглпах -^cr.max^cr ® ^cr, min ^cr,min^*cr*
Горизонтальную нагрузку Qcr от торможения двух кранов
определяют с учетом гибкого или жесткого подвеса груза по
линиям влияния опорных реакций.
Высоту верхней части колонн от низа перекрытия до подкрано-
вой консоли Н2 устанавливают в зависимости от габаритов
мостового крана, а также высоты подкрановой балки и рельса
крана. При наличии подстропильных конструкций высоту Н2
уменьшают на 600 мм. Расстояние между верхом габарита крана и
низом покрытия составляет 200 ... 250 мм.
Расстояние с двухветвевых колонн (рис. 4.5, б) обычно назна-
чают из условия, чтобы ось ветви совпадала с осью подкранового
пути.
Ригель рамы рассчитывают как однопролетную балку,
ферму или арку. Расчет рамы выполняют методами строи-
тельной механики. В тех случаях, когда ригели находятся
на одном уровне по высоте, то при шарнирном их соедине-
нии с колоннами расчет рам производят методом перемещений.
При этом принимают, что жесткость стропильной конструкции
Е1=сс.
На уровне ригеля рамы от силы W, давления и’ = и,1 + w2,
изгибающих моментов, приложенных вверху М2 и на уровне
подкрановой консоли колонны М±, а также тормозной силы кра-
на Qcr действуют горизонтальные реакции, которые соответствен-
но равны
Rwl = W,
Яи,2 = ЗиЯ[1+ощ + 1,33(1+а)ц1]/[8(1+ц + ц1)], (4.1)
109
Rm2= ±3M2 (1 +и/а)/[2Я(1 +ц + И1)], (4.3)
Rml = \,5М, (1 - а2)/[н(1 +ц + Ц1)], (4.4)
-Кв,сг = 2с,(1-а+Ц1)/(1+М + М1). (4.5)
В выражениях (4.1)...(4.5) коэффициенты
а = Я2/Я; ц = а3(/1//2-1); И1 =(1 -а3) Д/[8 (Ht/s)2 /Ьг]. (4.6)
Для двухветвевых колонн момент инерции подкрановой части
1=0,5 АЬгс2, где с — расстояние между осями ветвей; 5—шаг
распорок колонны (рис. 4.5,6). Для одноветвевых колонн коэффи-
циент Ц!=0.
Доля горизонтальной реакции, принадлежащая одной колонне,
зависит от ее жесткости и числа колонн в раме. Для расчетной /-й
колонны рамы реакция
Ri = (^,+яДлд,. + (7?m+J (J _ ЛаЛ, (4 7)
X ла.- v X ла/
i = 1 i=l
где коэффициент
Х.,^1/3 [H-(/72/ZZ)3(Z1/Z2-l)]. (4.8)
Расчетные усилия в колоннах, по которым определяют
арматуру колонн, вычисляют с учетом трех невыгодных сочетаний
нагрузок: 1-е сочетание позволяет определить максимальное
значение положительного момента Afmax и ему соответствующее
значение продольной силы N; 2-е сочетание дает максимальное
значение отрицательного момента Afmin и ему соответствующее
значение продольной силы N; 3-е сочетание относится к вычисле-
нию наибольшей продольной силы Nm^ и соответствующего ей
момента М.
В каждом из сочетаний определяются также значения попереч-
ных сил.
Расчет продольной рамы. Раму рассчитывают на действие
ветровой нагрузки, приложенной к торцу здания, и горизонталь-
ной нагрузки от торможения кранов, а также на температурные
воздействия. Продольная нагрузка, направленная вдоль кранового
пути и составляющая 10% от максимального давления на колесо
крана, передается на весь ряд колонн продольной рамы.
Жесткость продольных рам здания по крайним рядам колонн
существенно возрастает вследствие включения в работу горизон-
тальных стеновых панелей. Это позволяет в нешироких зданиях
отказаться от вертикальных связей каркаса.
4.3 . Плиты и настилы покрытия
Плиты покрытия. Железобетонные плиты покрытия
подразделяют на П-образные (рис. 4.6, а, б), типа 2Т (рис. 4.6, в, г)
и крупноразмерные (рис. 4.6, д'). К последнему типу относятся
но
Рис. 4.6. П-рбразная ребристая (а) и комп-
лексная (б), типа 2Т обычная (в) и комплек-
сная (г), а также крупноразмерная ребри-
стая с малым уклоном (Э) плита покрытия:
/—продольное ребро; 2—поперечное; 3—
поризованный керамзитобетон; 4—напрягаемая
арматура; 5—сварная сетка плиты; 6 —сетка
ребра в опорном узле
также панели-оболочки типов КЖС и КСО (см. § 6.6). Как
правило, применяют плиты шириной 3 м. Плиты шириной 1,5 м
допускают применять в качестве доборных элементов, а также как
более надежные для покрытия зданий с сильно агрессивной
средой.
Плиты изготовляют из тяжелого бетона. В зданиях с неагрес-
сивной средой применяют плиты из бетона на пористых заполни-
телях, если это оправдается экономически. Продольные ребра
плит армируют напрягаемой канатной или стержневой арматурой,
поперечные ребра — плоскими сварными каркасами, а полки —
сварными сетками. Применение смешанной (напрягаемой и не-
напрягаемой) продольной арматуры позволяет снижать класс
бетона и расход стали.
П-образные плиты длиной 6 и 12 м (рис. 4.6, а) состоят из двух
продольных и нескольких поперечных ребер. В плитах шириной
3 м поперечные ребра располагают через 1 м, а в плитах шириной
ill
1,5 м — через 1,5 м. Ребра помогают работать под нагрузкой
тонкой полке. Плиты изготовляют из бетона классов В25 ... В35.
П-образные комплексные плиты длиной 6 и 12 м (рис. 4.6, б)
позволяют уменьшить расход арматурной стали и увеличить шаг
поперечных ребер до 3 м. Совмещение в плитах свойств несущих и
ограждающих конструкций способствует эффективному повыше-
нию степени индустриализации строительства. Полку плиты из
конструкционно-теплоизоляционного керамзитобетона бетони-
руют после установки и натяжения арматуры в продольных и
поперечных ребрах, а также укладки в них бетона. По поризован-
ному керамзитобетону выполняют цементно-песчаную затирку
толщиной 10 мм.
Двухконсолъные панели типа 2Т размерами 3x12 и 3x18м
имеют продольные ребра, расположенные на расстоянии 1,5 м
друг от друга (рис. 4.6, в). Вследствие наличия консолей изги-
бающие моменты в полке значительно снижаются, поэтому панели
изготовляют без поперечных ребер. Продольные предварительно
напряженные ребра изготовляют заранее из бетона классов
В25...В35. Связь ребер с полкой, изготовленной из бетона класса
В12,5, обеспечивается устройством выпусков поперечной арматуры
и сцеплением бетонов. В приопорных верхних зонах ребер
целесообразно создавать пазы для устройства шпонок после
забетонирования полки.
Двухконсольные комплексные панели типа 2Т отличаются от
обычных панелей типа 2Т полкой из армированного легкого
бетона класса В3,5 (рис. 4.6, г).
Крупноразмерные панели размерами в плане 3x18 и 3x24м с
полками малых уклонов (рис. 4.6, 0) укладывают по продольным
балкам длиной 6 и 12 м. Они состоят из трапециевидных
продольных ребер с уклоном верхнего пояса 1:30 и 1:20 при
пролете панели соответственно 24 и 18 м. Такие уклоны позво-
ляют получить минимальные затраты на устройство рулонной
кровли. Кессонообразные углубления дают возможность умень-
шить толщину стенки продольных ребер до 50 мм. Панели
изготовляют из бетона классов ВЗО ... В50. В качестве продольной
напрягаемой арматуры применяют стержни из стали классов A-IV,
A-V и А-Шв, а также канаты класса К-7.
На панели покрытия промышленных зданий устанавливают
крышные вентиляторы (один вентилятор на плиту). Минимальные
значения проектной длины опирания плит принимают не менее
90 (65), 90 (75) и 150 (120) мм, если их опирают соответственно на
стальные, железобетонные и каменные конструкции (в скобках
приведены значения для панелей длиной 6 м).
Панели рассчитывают на нагрузку от кройли, снега, вентиля-
ционных и других устройств, а также от подвесного транспорта и
коммуникаций. При этом принимают, что в полке панели
возникают большие сжимающие напряжения, которые при мест-
112
Рис. 4.7. Предварительно напряженный коробчатый настил:
I — канатная арматура; 2—сварные сетки
ном изгибе могут вызвать исчерпание прочности полки. Несущая
способность полки и поперечных ребер взаимосвязана, причем
прогибы поперечных ребер могут вызвать большие крутящие
моменты в опорной зоне продольных ребер.
Настилы покрытия. Такие покрытия целесообразно применять
для зданий, в которых размещаются производства, требующие
поддержания в помещениях заданного режима температуры,
влажности, чистоты воздуха и освещенности.
Коробчатые настилы (рис. 4.7) пролетом 18 м для текстильных
предприятий и 24 м для предприятий искусственного волокна, а
также прецизионного станко- и приборостроения обеспечивают
скрытое размещение воздуховодов и инженерных коммуникаций в
толще покрытия. Они позволяют снижать расход стали и бетона
на 30...40%, а также уменьшить приведенные затраты й трудо-
емкость примерно на 40%.
Настилы изготовляют из бетона классов В25...В35, армируют
напрягаемой канатной или стержневой высокопрочной арматурой,
а также сварными сетками из арматурной проволоки класса Вр-1.
В зависимости от габаритных размеров и интенсивности нагрузки
приведенная толщина бетона составляет 100... 150 мм, расход
стали 8...14 кг/м2.
В качестве устройств для образования каналов в коробчатых на-
стилах применяют вкладыши-пустотообразователи складывающе-
гося типа. Более прогрессивной является технология изготовления
настилов способом непрерывного формования с использованием
передвижного пуассона и надувного полиэтиленового рукава.
В некоторых случаях, например на небольших предприятиях,
рекомендуют вместо железобетонных настилов применять подвес-
ные потолки из армоцементных оболочек и панелей-складок.
4.4 Балки и фермы покрытия
Стропильные балки. Балки пролетами 6 и 9 м
армируют ненапрягаемой арматурой. Для пакетов продольных
стержней применяют арматуру класса А-П (рис. 4.8, о). Реб-
нз
ро и полку таврового сечения армируют гнутыми сетками
из проволоки класса Вр-I или арматуры класса A-I. Бал-
ки изготовляют из тяжелого бетона классов В15...В40 или бе-
тона на пористых заполнителях классов В20 ... ВЗО. Балки могут
быть одно- и двускатными. У опор балок устраивают ребра
жесткости.
Балки пролетом 12, 18 и 24 м применяют с напрягаемой
продольной арматурой. Они могут быть двутаврового сечения
(рис. 4.8, б) или решетчатыми (рис. 4.9). Высота балок на опоре
790 или 890 мм, а в середине пролета зависит от уклона верхнего
пояса. По эксплуатационным условиям рациональный уклон 1:12.
Однако при создании малоуклонного покрытия, позволяющего
механизировать кровельные работы, принимают уклон 1 :5.
Толщину стенки 60... 100 мм балки двутаврового сечения
назначают главным образом из условий удобства размещения
арматурных каркасов, укладки и уплотнения бетона. Балки
выполняют из бетона классов В25...В40 при уклоне верхнего пояса
1:12 и из бетона В45...В60 при уклоне 1:5. В качестве
продольной напрягаемой арматуры применяют канаты класса К-7,
стержневую арматуру классов A-V и A-IV, а также высокопроч-
ную проволоку класса Вр-П. Поперечные стержни стенки и
хомуты нижней полки, а также продольные стержни верхней полки
выполняют из арматуры класса А-Ш.
Решетчатые балки имеют прямоугольное поперечное сечение
шириной />=200...280 мм (рис. 4.9). Балки армируют продольной
напрягаемой канатной, стержневой или проволочной арматурой.
Одно- и двускатные балки с отверстиями позволяют снижать
трудоемкость изготовления и расход материалов. Применение
решетчатых балок с полигональным (арочным) очертанием верх-
него пояса (рис. 4.9, б) создает более благоприятное распределение
усилий. Производство решетчатых балок взамен балок двутавро-
вого сечения экономически целесообразно, так как дает возмож-
ность в большей степени сократить расход бетона.
Расчет стропильных балок производят с учетом особенности их
конструктивного решения. Однако расчет продольной рабочей
арматуры решетчатых балок можно выполнять как конструкции
сплошного сечения. При этом следует иметь в виду, что
в двускатных балках опасное нормальное сечение находит-
ся не в середине пролета, а на расстоянии zr от опоры
(рис. 4.10).
Расчетное нормальное сечение определяют из расчета экстре-
мума композиционной функции (Ми — A/)min. где Ми— несущая
способность нормальных сечений балок, М—изгибающий мо-
мент. Для балок, к трещиностойкости которых предъявляют
требования 3-й категории, расчетное сечение 1 — 1 находится на
расстоянии
zlx0,5l-(RspAsp+RsAs)tg(f>/p, (4.9)
114
Рис. 4.8. Стропильные балки двутаврового сечения с ненапрягаемой (а) и
напрягаемой (б) продольной арматурой:
7—-канаты; 2—проволоки
Рис. 4.9. Двускатные предварительно напряженные решетчатые балки с прямым
(а) и полигональным (б) очертанием:
1 — напрягаемая арматура; 3 — ненапрягаемая арматура
Рис. 4.10. К определению расчетного сечения балки (а) с учетом изменений
прочности ее нормального сечения и изгибающих моментов (б)
где ф—угол наклона верхней полки; р — интенсивность равно-
мерно распределенной нагрузки.
Стропильные фермы. Очертание поясов и решетки железобетон-
ной фермы определяют с учетом требований, предъявляемых к
скатным, малоуклонным и плоским покрытиям. Фермы подраз-
деляют на полигональные (рис. 4.11, а,б, в, г, д, е) и треугольные
(рис. 4.11, ж, з, и).
К основным типам ферм относят: сегментные с верхним
поясом ломаного (рис. 4.11, а) или криволинейного (рис. 4.11,?)
очертания; полигональные с параллельными поясами раскосные
(рис. 4.11,6) или безраскосные (рис. 4.11, в); арочные раскосные с
редкой решеткой (рис. 4.11,3) или безраскосные с жесткими
узлами (рис. 4.11, е); треугольные раскосные (рис. 4.11, ж, з) или
безраскосные (рис. 4.11, и).
116
6)
____
щиии
Рис. 4.11. Полигональные раскосные (а, б, г, д) и безраскосные (в, е), а также
треугольные раскосные (ж, з) и базраскосные (и) стропильные фермы
Железобетонные фермы пролетами 18; 24 и 30 м изготовляют с
напрягаемой проволочной, канатной или стержневой арматурой.
Как правило, арматуру натягивают на упоры. Принцип конструи-
рования поясов, элементов решетки и узлов приведен на рис. 4.11.
Сегментные фермы экономичйы по расходу бетона и арматур-
ной стали. Однако вследствие значительной суммарной длины
элементов решетки и сложных узлов изготовление сегментных
ферм является трудоемким. Аналогичные достоинства и недо-
статки относятся также и к арочным фермам. Безраскосные фермы
(стропильные рамы) весьма удобны для изготовления не только в
горизонтальном, но и в вертикальном положениях. Поэтому их
все чаще применяют для покрытий зданий как со скатной, так и
малоуклонной или плоской кровлей. Кроме того, безраскосные
фермы позволяют удобно использовать межферменное простран-
ство для технических этажей и коммуникаций. Треугольные фермы
используют в сельскохозяйственном строительстве при примене-
нии кровли из асбестоцементных или металлических волнистых
листов. Для обеспечения устойчивости ферм используют стальные
вертикальные связи.
Панели верхнего пояса ферм, за исключением арочных раскос-
ных, имеют длину 3 м, чтобы нагрузка от плит покрытия
117
передавалась в узлы ферм. Как известно, в данном случае не
возникает местного изгиба верхнего пояса фермы. Наиболее
благоприятное по статической работе очертание верхнего пояса
имеют арочные и сегментные фермы. Благодаря эксцентриситету
продольной силы в данном поясе возникает изгибающий момент,
обратный по знаку моменту от внеузлового загружения.
Ширина и высота сечения верхнего пояса составляет
(1/80...1/70)/, где /—пролет фермы. Такая же ширина сечения
нижнего пояса. Высота данного сечения зависит от условий
размещения напрягаемой арматуры.
Фермы изготовляют из бетона классов ВЗО ... В60. Верхний
пояс, раскосы и стойки решетки армируют сварными каркасами из
стержней класса А-Ш. Нижний пояс ферм кроме продольной
напрягаемой арматуры имеет конструктивные замкнутые хомуты
через каждые 500 мм. Арматуру элементов решетки объединяют в
узлах с арматурой поясов ферм путем применения дополнитель-
ных сеток, состоящих из окаймляющих и поперечных стержней.
Опорные узлы армируют не только сетками, но и дополнительной
ненапрягаемой продольной и поперечной арматурой. Последняя
предохраняет бетон от возникновения трещин вдоль напрягаемой
арматуры при отпуске ее натяжных приспособлений.
Расчет усилий ферм производят с учетом невыгодных для
элементов решетки загружений одной половины фермы снегом,
подвесным транспортом и коммуникациями. При расчете усилий
раскосной фермы принимают шарнирное соединение элементов в
узлах. Испытания ферм свидетельствуют, что жесткость узлов
таких ферм мало влияет на усилия в элементах поясов и решетки.
Однако при расчете безраскосных ферм учитывают жесткое
соединение этих элементов. Изгибающие моменты верхнего пояса
от внеузловой нагрузки рассчитывают как для неразрезной балки.
Верхний пояс рассчитывают как сжатый элемент со случайным
или расчетным эксцентриситетом. Внецентренно сжатыми явля-
ются также сжатые элементы решетки и стойки безраскосных
ферм. Расчетная длина сжатых элементов составляет (0,8 ... 0,9)/,
где /—расстояние между центрами смежных закрепленных узлов.
Нижний пояс раскосных ферм при отсутствии внеузловых
нагрузок рассчитывают как центрально растянутый элемент. При
внеузловой нагрузке и для безраскосных ферм нижний пояс
рассчитывают как внецентренно растянутый элемент.
Расчет нижнего пояса и растянутых раскосов на трещиностой-
кость ведется с учетом жесткости узлов фермы. Весьма часто это
приводит к перерасходу железобетона. Способ регулирования уси-
лий, разработанный в СССР, позволяет уменьшить расход бетона
и стали до 20%. Согласно данному способу в элементах ферм
вследствие внецентренного обжатия нижнего пояса, например при
создании строительного подъема, возникают изгибающие момен-
ты, противоположные по знаку моментам от внешней нагрузки.
118
Рис. 4.12. К расчету арматуры опорного (а) и промежуточного (б) узлов
фермы
Расчет ненапрягаемой арматуры в опорном узле состоит из
расчета дополнительной ненапрягаемой продольной и поперечной
арматуры, способной воспринимать усилия в зоне анкеровки
напрягаемой арматуры (рис. 4.12, а).
Площадь сечения продольных стержней
A=0,2NJRs. (4.10)
Поперечные стержни, которые находятся на длине участка 12,
должны воспринимать усилие Nsw. Данное усилие определяют из
условия прочности наклонного сечения по линии отрыва АВ, т. е.
из условия
A^A^+^+AUctga. (4.11)
Отсюда усилие
Nsw=(Nt-Nsp-Ns)/Ctgv. (4.12)
Здесь
Nsp = RspAsplpact/lp (4.13)
— расчетное усилие в продольной напрягаемой арма+уре;
NS Rs^s^an.act/^an
— то же, в ненапрягаемой арматуре, где 1р ас1 и lan act — фактические
длины заделки арматуры за линией АВ соответственно напрягае-
мой и ненапрягаемой арматуры; 1р и 1ап—необходимые длины
заделки этих арматур.
Площадь сечения поперечной арматуры на участке /2 со-
ставляет
ASW>NJRS„. (4.14)
Прочность опорного узла на изгиб в наклонном сечении АС
проверяют из условия
119
Rf(ll — a)^Nswl2/2 + Nsp(hOp — x/2) + Ns{hOs — xj2), (4.15)
где высота сжатой зоны бетона
x=(Nsp+Ns)/(Rbb). (4-16)
Расчет арматуры промежуточного узла производят с учетом
снижения усилия в арматуре растянутого раскоса (рис. 4.12, б).
Данное снижение компенсируется работой поперечных стержней,
пересекаемых линией отрыва АВС. Из условия
A^.coscp^A.^ + a)/^/^) (4.17)
определяют усилие Nsw и по (4.14) — площадь сечения стерж-
ней Asw.
В выражении (4.17) ср — угол между поперечными стержнями и
направлением оси растянутого раскоса; —длина заделки арма-
туры растянутого раскоса за линией АВС; а — условное увеличение
длины заделки арматуры с анкерами [a = 5d—при двух короты-
шах; a = 3d—при одном коротыше и петле; a=2d—при выса-
женной голорке); x = cs/J?s, где cs и Rs — напряжение и расчетное
сопротивление в арматуре растянутого раскоса; 1ап — необходимая
длина заделки данной арматуры.
Площадь сечения стержней окаймляющей арматуры промежу-
точного узла, в котором сходятся два растянутых элемента
решетки, определяют из условия
Asi>Nsl/(nRsl\ (4.18)
Здесь
Nsl = 0,M(Nt^x + 0,5Nttmin) (4.19)
— условное растягивающее усилие.
Подстропильные конструкции. Эти конструкции применяют в
виде предварительно напряженных балок или ферм. Балки
являются менее экономичными и препятствуют размещению
коммуникаций в пространстве покрытия здания. Поэтому в
строительстве обычно применяют подстропильные фермы
(рис. 4.13).
Подстропильные фермы к колоннам крепят без анкерных
болтов с помощью дуговой сварки закладных деталей. Стропиль-
ные фермы крепят к подстропильным конструкциям балками и
монтажными сварными швами.
Фермы изготовляют из бетона классов ВЗО ... В50. Нижний
пояс ферм армируют стержнями высокопрочной стали классов
A-V, Ат-V, At-VI и канатами класса К-7. Верхний пояс и раскосы
ферм армируют каркасами из стали класса А-Ш. Для обеспечения
анкеровки арматуры растянутых раскосов применяют общий
арматурный каркас с изгибом в нижних узлах. Конструирование и
расчет узлов ферм производят по правилам проектирования
стропильных ферм.
120
Рис. 4.13. Подстропильная ферма пролетом 12 м:
1—стойка для опирания плит покрытия; 2--рабочая напрягаемая арматура; 3 — рабочая
арматура раскосов; 4 —каркасы поясов; 5 — каркасы узлов; 6— сетки косвенного армирования;
7—закладное изделие с анкерными болтами; 8 — опорное закладное изделие
Расчет усилий подстропильных ферм производят с учетом
жесткости узлов от действия сосредоточенных нагрузок, приложен-
ных в нижних узлах и состоящих из опорных реакций стропильных
ферм, собственного веса и нагрузки от панелей покрытия,
опирающихся на верхний пояс подстропильной фермы. При этом
приходится учитывать случаи несимметричного загружения под-
стропильной фермы, когда силы Ft и Г2 от нагрузки смежных
пролетов стропильных ферм различны по величине.
В общем случае приведенная сосредоточенная сила
^ = (Л+^2>, (4-20)
где коэффициент а зависит от эксцентриситета е0 равнодей-
ствующей сил F1 + F2. При ео = 0; 5; 10 и 15 см коэффициент а
принимает значения соответственно 1; 0,87; 0,67 и 0,5.
4.5 Арки покрытия
Конструкция стропильных арок. Арки работают под
нагрузкой преимущественно на сжатие, а их затяжки — на осевое
растяжение. Поэтому при пролете свыше 30 м сборные железобе-
тонные арки становятся экономичнее ферм.
В качестве стропильной конструкции наибольшее распростране-
ние получили двухшарнирные пологие арки со стрелой подъема
121
Рис. 4.14. Конструкция (а) и расчетная схема (б) двухшарнирной арки
/=(1/8...1/6)/ (рис. 4.14). При больших пролетах применяют трех-
шарнирные арки. Исходя из условия совпадения оси арки с кривой
давления наиболее рациональным является очертание оси арки,
соответствующее квадратной параболе
y = 4/z(l-//)//. (4.21)
Поскольку имеют место одностороннее нагружение арок
временной нагрузкой, процессы усадки и ползучести бетона,
избежать изгибающих моментов в арке невозможно. В связи с
этим трубуется принимать такое очертание арки, при котором
изгибающие моменты будут невелики, а изготовление конструкции
не представит затруднений. Очертание пологих двухшарнирных
арок обычно принимают по окружности. Такие арки имеют
высоту двутаврового поперечного сечения h = (1/50... 1/30)/ и
ширину — Ъ = (0,4.. .0,5) /.
Арки собирают из отдельных блоков, соединенных сваркой
закладных деталей. После этого бетонируют затяжку и опорные
узлы арки. Для изготовления арок применяют бетон классов
ВЗО...В5О. Арки армируют каркасами из стали класса А-Ш.
В качестве хомутов применяют также арматуру классов A-I и Вр-1,
поскольку поперечные силы в арках незначительны.
Затяжки арок выполняют с напрягаемой канатной арматурой
классов К-7 и К-19. Для небольших арок затяжки могут быть
стальными гибкими. С целью уменьшения провисания затяжки
через каждые 6 м устраивают железобетонные или стальные
подвески. Их используют также для передачи нагрузки от
подвесного транспорта.
122
Расчет арок. Расчет распора арок производят с учетом дефор-
маций элементов конструкций, которые характеризуются коэф-
фициентом
(4.22)
где f—стрела подъема арки; Ired и Ared—соответственно момент
инерции и площадь приведенного сечения арки; Aredr — площадь
приведенного сечения затяжки арки; р — коэффициент, позволяю-
щий учитывать влияние пологости арки на ее деформативность
(р = 0,67; 0,78; 0,84; 0,88; 0,91; 0,94 и 0,95 при отношении ///=1/3;
1/4; 1/5; 1/6; 1/7; 1/8; 1/9 и 1/10).
После образования трещин в затяжке ее жесткость при
растяжении EbVAredV в выражении (4.22) заменяется величиной
ESAS, где As — площадь сечения продольной арматуры затяжки.
Для арки без затяжки выражение (4.22) принимает вид
х= 1/
1+4-—р .
8/
(4.23)
При равномерно распределенной нагрузке р на всем пролете
распор двухшарнирной арки
Н=0,V25ypl2 If (4.24)
Если нагрузка р находится на одной половине арки, то ее
распор
H=Q,Q625ypl2 f. (4.25)
Если нагрузка распределяется по параболе до интенсивности р к
пятам, то распор арки
Я=0,024хр/2//. (4.26)
При сосредоточенной нагрузке F распор арки
Я=0,0625хЕ[а//- 2(а//)3 + (а//)4] ///, (4.27)
где а—расстояние силы F от опоры.
Распор трехшарнирной арки не зависит от деформации ее
элементов и составляет
H=MmaJf, (4.28)
где Мтах— изгибающий момент в середине арки, как свободно
опертой балки.
В предварительно напряженных арках доля силы обжатия Р,
воспринимаемая затяжкой, составляет
• <4-29)
Тогда на арку совместно с распором действует сила обжатия
123
Р2 = Р-Ру- (4.30)
Согласно расчетной схеме (рис. 4.14, б) в сечениях арки дейст-
вуют усилия
MZ = M-(H+P2)y,
2V2 = (2sincp + (H+ P2)cos<p,
Qz = Q cos ср - (Я+ P2) sin cp,
(4-31)
где M и Q — соответственно изгибающий момент и поперечная
сила в свободно опертой балке; ср — угол между касательной к оси
арки и горизонтальной прямой в рассматриваемом сечении.
Расчет арки по прочности рекомендуется выполнять с учетом
усилий по (4.31) дважды: при отсутствии погашения предваритель-
ных напряжений в растянутой арматуре, т. е. при учете коэффи-
циентов надежности по нагрузке yf = 1, и при отсутствии силы Р2
вследствие погашения предварительных напряжений, т. е. при
коэффициентах надежности по нагрузке yf > 1. Расчетную длину
трехшарнирных, двухшарнирных и бесшарнирных арок принима-
ют соответственно 0,58s; 0,54s и 0,36s, где s — длина ее дуги.
Площадь сечения арматуры затяжки подбирают как для
растянутого элемента из расчета по прочности и трещиностой-
кости.
4.6 Подкрановые, фундаментные
и обвязочные балки
Подкрановые балки. Сборные железобетонные под-
крановые балки пролетами 6 и 12 м применяют при кранах
среднего и легкого режимов работы грузоподъемностью до 30 т.
Балки выполняют, как правило, разрезными с монтажными
стыками на колоннах (рис. 4.15, а). Для смягчения ударов, переда-
ваемых на подкрановую балку при движении мостовых кранов,
между подкрановой балкой и рельсом укладывают упругие
прокладки.
Рис. 4.15. Конструкция (а)
1 — балка; 2 — колонна
и расчетные сечения (б, в) подкрановой
балки:
124
Рациональной формой поперечного сечения подкрановых балок
является двутавровая. Развитая верхняя полка обеспечивает
простоту монтажа и эксплуатации крановых путей, а также
жесткость балки в горизонтальном направлении. Нижняя полка
сечения необходима, как и в других предварительно напряженных
конструкциях, для обеспечения прочности балки в стадиях
изготовления, транспортирования и монтажа.
Высота сечения балки h = (1/10... 1/8)/, толщина верхней полки
/?} = (1/8...1/7)/г, ширина верхней полки 6} = (1/20...1/10)/, но не
менее 500...650 мм по условиям крепления и рихтовки крановых
путей.
Балки изготовляют из бетона классов В30...В50. В качестве
напрягаемой арматуры используют высокопрочную канатную,
стержневую и проволочную арматуру. В связи с динамическими
нагрузками, воздействующими на балку, арматурные каркасы
выполняют вязаными. На опорах балки усиливают ребрами и
дополнительной поперечной арматурой. Следует отметить, что
трудоемкость изготовления железобетонных подкрановых балок в
2...3 раза больше, чем стальных.
Расчет балок по прочности, образованию трещин и деформа-
циям ведут на нагрузки от двух сближенных мостовых кранов
одинаковой грузоподъемности с учетом коэффициента сочетаний
нагрузок, равного 0,85...0,95, и коэффициента динамичности,
равного 1,1...1,2. Расчет балок на выносливость производят на
нагрузку от одного мостового крана, составляющую 60% от
нормативной. В результате расчетов определяют площадь сечения
напрягаемой арматуры Asp (рис. 4.15,6). Площадь сечения напря-
гаемой арматуры A'sp проверяют из условия прочности верхней
полки при действии горизонтальных нагрузок от поперечного
торможения кранов (рис. 4.15, в).
Фундаментные и обвязочные балки. Фундаментные балки при-
меняют при отдельно стоящих фундаментах под самонесущие
и висячие наружные и внутренние стены. Длина балок зависит
от шага колонн, размеров и глубины заложения фундаментов.
Верх балок принимают на 30 мм ниже нулевой амплитуды
(рис. 4.16, а), поскольку между стенами и балками устраива-
ют гидроизоляционный слой цементного раствора. Тем самым
обеспечивается модульная разбивка стеновых панелей по высоте
здания.
Обвязочные балки висячих стен, как и фундаментные балки при
глубоком заложении фундаментов, опирают на консоли колонн
(рис. 4.16,6).
Верхняя ширина поперечного сечения балок зависит от
толщины стены. При шаге колонн 6 м высота сечения балок для
стен из навесных панелей составляет 300 мм, для самонесущих
стен — 450 мм. При шаге колонн 12 м высота сечения балок
600 мм (рис. 4.16, в).
125
Рис. 4.16. Опирание фундаментной (а) и обвязочной (б) балок, а также типовые их
поперечные сечения (в):
/—стена; 2—балка; J—бетонный столбик; 4— фундамент; 5 — колонна
Балки длиной до 6 м изготовляют из бетона классов В15...В20
и армируют продольными стержнями класса А-Ш и хомутами из
стали класса A-I. Более длинные балки изготовляют из бетона
класса ВЗО и армируют сварными каркасами и напрягаемой
стержневой арматурой.
При расчете балок рассматривают три случая их загружения: в
период возведения стен летом, в период возведения стен зимой
методом замораживания и в эксплуатационной стадии. Расчетная
высота неотвердевшей летней кладки составляет '/3 пролета.
В случае раннего замораживания раствора каменной кладки и
последующего оттаивания в естественных условиях учитывают,
что высота сплошных стен не превышает 10 м, а стен с
проемами — 8 м.
Определение нагрузки на железобетонные балки от самонесу-
щих стен имеет свои особенности. В расчетах учитывают
совместную работу балки и стены. Нелинейность деформаций
бетона и каменной кладки учитывают путем снижения значений
начальных модулей упругости до величин соответственно Е} =
= 0,85£ь и E2 = Q,5Ems.
В расчетах давления стены на балку последняя заменяется
эквивалентным по жесткости поясом стены высотой
hef = 2 \ZEJred!{E2tms), (4.32)
где Zms — толщина стены.
Над промежуточными опорами неразрезной балки (рис. 4.17, а)
максимальное давление стены на балку
Pmax = 2F/[(a + 25)rms], (4.33)
Здесь 2F—опорная реакция; а — ширина опоры балки; s=\,51hef
—часть горизонтальной ординаты треугольной эпюры давления
(рис. 4.17, а).
126
Для однопролетной балки
(рис. 4.17,6) и крайней зоны
неразрезных балок давление
Pmax = 2F/[(a1+51)/Jns], (4.34)
где а}—длина опорного
участка балки, но не более
1,5/г, sl=0,9hef, где hf—по
(4.32).
Если в стене имеется про-
ем, то треугольную эпюру
давления заменяют трапецие-
видной (рис. 4.17,6). Кроме
того, добавляют местную на-
грузку на балку от веса подо-
конной части стены и проем-
ной коробки.
Рис. 4.17. Схемы нагружения неразрезной
(а) и однопролетной (б) балки висячих стен
Зная эпюры давления стены на балку, нетрудно рассчитывать
ее изгибающие моменты и поперечные силы. Допустимую высоту
самонесущих стен определяют расчетом на смятие материала
стены в зоне опирания балок.
4.7 Колонны и рамы
Сборные железобетонные колонны. Для одноэтажных
производственных зданий, как правило, применяют унифицирован-
ные сборные колонны (рис. 4.18). Их изготовляют из бетона
классов В10...В60.
Для зданий без мостовых кранов применяют в основном
сплошные колонны прямоугольного сечения размерами 300 х
х 300...500 х 700 (рис. 4.18, а). Колонны двутаврового сечения
(рис. 4.18,6) экономичнее колонн прямоугольного сечения, однако
более трудоемки в изготовлении.
Колонны из центрифугированного бетона (рис. 4.18, в, г) обес-
печивают снижение расхода стали и бетона в среднем до 30%. Это
объясняется рациональной формой поперечного сечения колонн и
повышением прочности бетона в среднем в 1,5 раза вследствие
уплотнения бетонной смеси центробежными силами. Следует
отметить, что способ центрифугирования дает возможность
механизировать и автоматизировать технологический процесс
изготовления колонн, что является дополнительным достоинством
таких изделий.
Колонны швеллерного сечения также дают возможность
наиболее полно использовать свойства высокопрочного бетона и
арматуры (рис. 4.18,е). Опыты показывают, что использование
высокопрочных бетонов в сочетании с ненапрягаемой высокопроч-
ной арматурой приводит к экономии бетона и стали до 30%.
127
Рис. 4.18. Колонны для зданий без мостовых кранов («) и с мостовыми кранами
(р), а также фрагменты перспективных колонн из центрифугированного (в, г) и
вибрированного (<), е) бетонов
Для зданий с мостовыми кранами применяют сплошные и
двухветвевые колонны с консолями (рис. 4.18,6). Размеры попереч-
ного сечения колонн в надкрановой части назначают из условия
размещения кранового оборудования. Высота сечения составляет
380 и 500 мм для крайних сплошных колонн и 600—для средних.
Для подкрановой части сплошных колонн высота сечения увеличи-
вается соответственно до 600 и 800 мм. Ширина сечения колонн
400 и 500 мм (большие размеры соответствуют шагу колонн 12 м).
Двухветвевые колонны применяют при их высоте более 10,8 м.
Подкрановая часть колонн состоит из двух стоек-ветвей, соеди-
1.28
ненных между собой поперечными распорками. Расстояние между
распорками составляет 5 = (8...10)/zftr, где Льг = 250 и 300 мм — вы-
сота сечения ветви. Высоту сечения распорки принимают равной
hl = (\,5...2)hbr. Расстояние между ветвями снаружи принимают в
зависимости от грузоподъемности мостового крана. Оно составля-
ет 1,0...1,9 м для крайних колонн и 1,4...2,4 м — для средних.
Поперечное сечение надкрановой части колонн прямоугольное
размером 500 х 600 мм.
Центрифугированные колонны с консолями изготовляют сбор-
но-монолитной конструкции. Они состоят из верхнего и нижнего
(или двух нижних) стволов, соединенных между собой консолью
из монолитного бетона классов В25...В40.
Колонны всех типов армируют сварными каркасами, продоль-
ные стержни которых из стали класса А-Ш диаметром не менее
16 мм, а поперечные — из стали классов A-I и Вр-I. При
применении высокопрочных бетонов классов В45...В60 целесо-
образно колонны армировать ненапрягаемой арматурой классов
A-IV и А-V. Это позволяет уменьшить расход металла на 20...40%
и бетона до 20%.
Опытами установлено, что гибкие колонны целесообразно
изготовлять с напрягаемой арматурой классов A-IV и A-V.
Предварительное напряжение повышает жесткость и трещино-
стойкость колонн и улучшает условия транспортирования длин-
ных колонн. Кроме того, оно позволяет уменьшить попереч-
ное армирование и механизировать арматурные работы. По-
этому по сравнению с колоннами из обычного железобетона
расход стали в таких колоннах снижается до 40% и стоимость
на 10%.
Колонны могут быть изготовлены с арматурой, подвергнутой
предварительному сжатию, а не натяжению. После изготовления
колонны бетон получает предварительные растягивающие напря-
жения, что ведет к повышению ее несущей способности при
сжатии.
Расчет колонн на внецентренное сжатие производят на усилия,
полученные из расчета рамы при невыгодных комбинациях
временных нагрузок [см. § 4.2]. Весьма часто рациональным
армированием колонн является симметричное. Расчетная длина /0
колонн одноэтажных зданий зависит от наличия связей и
мостовых кранов, конструкции подкрановых балок и числа
пролетов рамы.
Усилия в двухветвевых колоннах определяют упрощенным
способом. Продольные силы в ветвях колонны
Nbr = N/2±Mr\lc, (4.35)
где N и М -- расчетные усилия по оси двухветвевой колонны;
П = 1/(1 — N/N„) — коэффициент продольного изгиба колонны; с —
расстояние между центрами ветвей.
129
5-258
Нулевая точка эпюры изгибающих моментов находится в
середине расстояния между распорками колонны. Поэтому изги-
бающий момент ветвей
Mbr = 0,25gs, (4.36)
где Q — поперечная сила в подкрановой части колонны; 5 — рас-
стояние между центрами распорок.
Изгибающий момент распорки равен сумме моментов ветвей в
узле и составляет
Mr=Q,5Qvs. (4.37)
Поперечная сила распорки
Q, = Qslc. (4.38)
Если одна из ветвей окажется растянутой при Nbr<Q, то
изгибающие моменты в сжатой ветви и распорке увеличиваются в
два раза, так как пюперечную силу Q колонны воспринимает лишь
сжатая ветвь.
Сборные трехшарнирные рамы. В сельскохозяйственных произ-
водственных зданиях в качестве несущих конструкций широко
применяют трехшарнирные рамы пролетами 18 и 21 м, состоящие
из двух сборных полурам (рис. 4.19, а, б). Шаг рам 6 м при
применении железобетонных плит или стального профилирован-
ного настила и 3 м —при наличии облегченных асбестоцементных
и стеклопластиковых плит.
Распор трехшарнирной рамы воспринимают фундаменты.
Практика строительства свидетельствует, что наиболее пригодны-
ми для этой цели являются столбчатые фундаменты дискового
типа [см. § 5.2].
Полурамы бывают прямоугольного, таврового и двутаврового
поперечного сечения. Их изготовляют из бетона классов В20...В30
и армируют сварными каркасами из стали класса А-Ш. При
изготовлении полурам на специализированных заводах целесо-
образно их армировать проволочной и канатной напрягаемой
арматурой. По расходу бетона и арматуры трехшарнирные рамы
более экономичны в сельскохозяйственном строительстве, чем
конструкции с железобетонными и сталежелезобетонными ферма-
ми или со стоечно-балочной системой.
При двускатных рамах полуригели и колонны испытывают
внецентренное сжатие. Оптимальное соотношение между изгибаю-
щими моментами и нормальными силами в сечениях элементов
рамы может быть получено путем изменения угла наклона
ригеля а. Поэтому при подборе данного угла учитывают не
только вид кровли и климатические условия местности, но и
распределение усилий в конструкции.
Усилия рамы определяют для двух случаев загружения с
учетом постоянной g, ветровой w и снеговой 5 нагрузок. В первом
случае принимают нагрузку от снега на обеих полурамах, а во
130
Рис. 4.19. Расчетная схема трехшарнирной рамы при двух вариантах снеговой
нагрузки (а) и сборная ее полурама (5); эпюра изгибающих моментов (в) и
армирование узлов монолитной рамы:
7 — сварные каркасы; 2—дополнительные продольные стержни; 3 — дополнительные
хомуты
втором — на одну полураму. Вертикальные составляющие опор-
ных реакций определяют из условий равенства нулю суммы
моментов всех сил ЪМА = 0 и ЕЛ/В = О. Распор рамы Н рассчиты-
вают из условия равенства нулю суммы моментов всех сил
полурамы относительно замкового шарнира ЕЛ/С = О.
Монолитные железобетонные рамы. Конструктивное решение
однопролетных и многопролетных рам из монолитного железобе-
тона зависит от их назначения.
При небольшом количестве рам или при отсутствии возмож-
ности применять типовые конструкции, например, при реконструк-
131
ции и расширении эксплуатируемых зданий, применяют монолит-
ные рамы с прямолинейными и ломаными ригелями (рис. 4.19, в).
Рамы с криволинейными ригелями используют в качестве диаф-
рагм коротких оболочек [см. § 6.6]. В таких рамах верх колонн
соединяют затяжками, позволяющими уменьшить изгибающие
моменты в ригелях и стойках.
Стойки монолитных рам соединяют с фундаментами жестко
или шарнирно. Жесткое соединение позволяет снижать изгибаю-
щие моменты в стойках и ригелях, поэтому элементы рам
оказываются гибкими и экономичными. Однако фундаменты рам
подвергаются внецентренному сжатию и требуют перерасхода
бетона и арматуры, особенно находящиеся в слабых грунтах.
В таких случаях применяют шарнирное соединение стоек с
фундаментами.
Ригели монолитных рам армируют как неразрезные балки или
как балку, защемленную на опорах. Однако конструирование
узлов монолитных рам имеет свои особенности. Их конструкция
должна гарантировать расчетную жесткость соединений ригелей со
стойками после образования трещин в бетоне, а также быть
простой и удобной для производства работ.
Углы примыкания ригеля к крайней стойке армируют с учетом
величины изгибающего момента. В сжатой зоне узла возникают
значительные местные напряжения, поэтому нижнюю грань ригеля
в зоне узла выполняют со скосом-вутом. Сжатую арматуру ригеля
и стойки заводят в глубь узла, а вут армируют дополнительными
продольными стержнями и хомутами. Такая конструкция узла
необходима при эксцентриситетах приложения продольной силы
ригеля ео>О,5Л, где h — высота ригеля без вута. Аналогично
армируют узлы примыкания ригелей к средним стойкам рамы. На
концах гладких продольных стержней должны быть устроены
крюки.
Коньковые узлы монолитных рам конструируют в зависимости
от величин угла сопряжения 0 и изгибающего момента. При угле 0
меньше 160° не допускается укладывать растянутые цельные
стержни внизу. Для обеспечения сопротивления отрыву ломаных
ригелей в зоне излома ставят дополнительную поперечную
арматуру, площадь сечения которой определяют расчетом.
Растянутые и сжатые арматурные стержни ригеля и колонны
должны быть надежно заанкерованы в смежном элементе узла с
учетом необходимой длины зоны анкеровки 1ап. При этом
растянутые стержни обязательно анкерируют в сжатом бетоне.
Если длина зоны анкеровки оказывается недостаточной, то на
концах стержней приваривают коротыши или шайбы.
ГЛАВА Конструкции
фундаментов
5.1 Общие сведения о фундаментах
Типы фундаментов. Конструкция фундаментов долж-
на обеспечивать прочность, жесткость и надежность здания или
сооружения. По конструктивному решению и характеру передачи
нагрузки на основание фундаменты подразделяют на три группы:
фундаменты неглубокого (мелкого) заложения, фундаменты глубо-
кого заложения и свайные фундаменты.
Фундаментами неглубокого заложения называют фундаменты,
возводимые в открытых траншеях и котлованах (рис. 5.1). Такие
фундаменты являются наиболее распространенными в промыш-
ленном и гражданском строительстве. Они передаю! нагрузку на
основание только по подошве и подразделяются на отдельные,
ленточные и сплошные.
Отдельные фундаменты устраивают под колоннами при
больших расстояниях между ними. Ленточные применяют
для стен, а также при слабых или неоднородных грунтах
и больших нагрузках от колонн. Сплошные целесообразно при-
менять для высотных каркасных зданий и сооружений башенного
типа.
133
Рис. 5.1. Фундаменты (7) неглубокого (мел-
кого) заложения:
а — отдельный ступенчатый под колонны (2);
б — отдельный дисковый; в — ленточный под сте-
ны (3); г—ленточный под колонны (2)
Рис. 5.2. Фундаменты глубокого заложения
в виде буронабивного столба (а) и опускного
колодца (6):
1—фундамент; 2—стальная оболочка-нож
Фундаменты глубокого заложения (рис. 5.2) устраивают ком-
плектами специального оборудования, позволяющего резко сокра-
тить объем земляных работ. Они передают нагрузку на основание
как по подошве, так и по боковой поверхности из-за возникнове-
ния здесь сил трения. Такие фундаменты применяют также для
устройства заглубленных помещений, в том числе на застроенных
площадках и в тяжелых грунтовых условиях.
Свайные фундаменты устраивают в слабом грунте путем опи-
рания подошвы на забивных или набивных, т. е. изготовленных
непосредственно в грунте, сваях (рис. 5.3). Нагрузку от колонны
или стены на сваях передают через железобетонный ростверк.
Следует отметить, что короткие сваи длиной до 4... 6 м технически
обоснованно и экономически выгодно применять на объектах
массового строительства. Применение свайных фундаментов в
промышленном строительстве позволяет устроить коммуникации
и технологические тоннели после возведения зданий и сооружений.
Глубина заложения фундаментов зависит от геологических и
гидрогеологических условий строительной площадки, а также
климатических особенностей района, назначения здания, наличия
подвалов и подземных коммуникаций и т. д. Минимальную
глубину заложения фундаментов во всех природных грунтах, за
исключением скальных пород, принимают не менее 500 мм от
поверхности планировки или полов.
Разность отметок заложения соседних фундаментов (рис. 5.4)
не должна превышать величины
134
Рис. 5.3. Свайный фундамент:
1—свая; 2 — ростверк; 3 — ко-
лонна
Г7 /Zv //'л
/// ЩМУА W-J7JP
Рис. 5.4. Схема заложения соседних фунда-
ментов на различной глубине
A(Zz = atg\|/. (5.1)
Здесь
tg ф = tg ср+ ф9>т, (5.2)
где ср — угол внутреннего трения грунта; с — удельное сцепление
грунта; рдт— среднее давление на основание под подошвой
вышерасположенного фундамента. В других случаях предусматри-
вают устройство шпунтовой стены.
Под фундаменты неглубокого заложения рекомендуют устраи-
вать бетонную подготовку из бетона класса В3,5. Ее толщину
определяют в зависимости от грунтовых условий и методов
производства работ, однако во всех случаях не менее 100 мм. Тип,
размеры и армирование фундаментов выбирают с учетом разме-
ров здания или сооружения, конструктивной схемы верхнего
строения, величины и характера нагрузок, гидрогеологических
грунтовых условий, несущей способности основания и т. д. При
этом учитывают расход бетона и арматуры, а также трудоемкость
и энергоемкость. Конструкция фундаментов должна быть обосно-
вана опытом строительства и производственными возможностями
строительной организации.
При сопоставлении вариантных, решений фундаментов следует
учитывать влияние конструкции фундамента на верхнее строение
здания или сооружения, а также продолжительность, сезонность и
трудоемкость строительства, приведенные капитальные вложения
и их экономическую эффективность.
Особенности расчета фундаментов по методу предельных сос-
тояний. Расчет основания по деформациям, а также подбор
размеров подошвы фундаментов производят на основное сочета-
ние нагрузок при коэффициентах надежности по нагрузкам уг=1.
Расчет основания по несущей способности производят в тех
135
случаях, когда фундамент расположен на бровке откоса, вблизи
крутопадающего слоя грунта и т. п. Размеры подошвы фундамен-
тов, опертых на скальные основания, назначают из расчета
последних по несущей способности.
Усилия в фундаментах и основаниях рекомендуют определять
расчетом из условия совместной работы надфундаментной конст-
рукции, фундамента и основания. При оценке очертания эпюры
контактных давлений по подошве фундамента следует учитывать
неоднородность основания, а также неупругие деформации грунта
и железобетона. Если совместная работа основания с фундамен-
том не учитывается, например при проектировании отдельных
фундаментов, то основание принимают в виде линейно деформи-
рованного полупространства или слоя.
Расчетом основания по деформациям определяют как размеры
подошвы фундаментов, так и их осадки или крены. Однако расчет
основания по деформациям обычно не требуется, если интенсив-
ность давления на грунт вызывает развитие зон пластических
деформаций на глубину, не превышающую четверти ширины
подошвы фундамента. Данной интенсивности давления соответст-
вует расчетное сопротивление основания Rq.
Rg зависит не только от физико-механических свойств грунта,
но также от ширины фундамента и глубины его заложения.
Поэтому сопротивление основания Rg не известно заранее.
Предварительное определение размеров подошвы фундаментов
производят с применением условного сопротивления основания Rgl.
Оно характеризует предельное давление па грунт под подошвой
фундамента шириной 1 м и глубиной 2 м. Окончательные размеры
фундаментов определяют последовательными приближениями с
учетом расчетного сопротивления R Для сплошных фундаментов
Rq определяют прямым расчетом.
Расчет фундаментов по прочности на изгиб и на продавливание
производят в соответствии с указаниями норм проектирования
бетонных и железобетонных конструкций с учетом коэффициентов
надежности по нагрузкам у/->1.
К трещиностойкости железобетонных фундаментов (при
отсутствии специальных обоснований) предъявляют требования
3-й категории и допускают ограниченное по ширине кратковре-
менное и длительное- раскрытие трещин. Фундаменты относятся к
слабоармированным конструкциям, поэтому их расчет по раскры-
тию нормальных трещщ! производят с учетом работы растянутого
бетона над трещиной.
Расчет на продавливание, а также определение арматуры
фундаментной плиты и ширины раскрытия трещин выполняют без
учета веса фундамента, грунта и полезной нагрузки на его обрез.
Таким образом учитывается только та доля реактивного давления,
которой вызываются усилия в фундаментах. Собственный вес
ленточных и сплошных фундаментов допускается не учитывать,
136
если основание состоит из песчаных грунтов, принимать с
коэффициентом 0,5 при глинистом основании и учитывать
полностью в случае наличия слабого основания.
5.2 Отдельные фундаменты
мелкого заложения
Конструкция отдельных фундаментов. Отдельные фун-
дахменты выполняют, как правило, из железобетона. Фундамент-
ную плигу конструирую! ступенчатой или пирамидальной.
Монолитные отдельные фундаменты применяют под монолит-
ные (рис. 5.5, а, б) или сборные (рис. 5.6) колонны. Ступенчатые
фундаменты имеют одну ступень при высоте Лу^450 мм, две
ступени - при /^ = 500...900 мм и три ступени — при hj >900 мм.
Высоту ступеней принимают кратными 50 мм, их размеры в
плане - кратными 100 мм. (Верх фундамента принимают в уровне
верха фундаментной балки или на 50 мм ниже полов. При наличии
сборных железобетонных или стальных колонн данное расстояние
составляет соответственно 150 или 100 мм.
Фундаменты возводят из тяжелого бетона класса не ниже
В12.5. Их подошвы армируют унифицированными сварными или
Рис. 5.5. Монолитные фундаменты монолитных колони:
1 ко.киша: 2 подколенник. ?’ с t унснчагый фундамст: 4 подошва фундамснш:
5 шов бетонирования; 6 бсюнная пологовка
137
вязаными сетками из стали классов А-Ш и А-П. Диаметр
стержней сеток принимают не менее 10 мм. Если длина сеток
превышает 3 м, то минимальный диаметр стержней 12 мм. Шаг
рабочих стержней составляет от 100 до 200 мм. Защитный слой
бетона до арматуры составляет 35 или 70 мм соответственно при
наличии и отсутствии бетонной подготовки.
Продольные стержни монолитных колонн соединяют с арма-
турными выпусками фундамента дуговой сваркой или внахлестку
при шаге хомутов в зоне стыка, равном 100 мм.
Отдельные фундаменты под сборные колонны конструируют со
стаканной частью. Глубина стакана на 50 мм больше длины
заделки колонны. Зазоры между колонной и стенками стакана
должно быть 50 мм понизу и 75 мм поверху. При монтаже колонн
зазоры заполняют мелкозернистым бетоном класса не ниже В15.
Этим обеспечивается монолитность стыка колонны с фундамен-
том (рис. 5.6).
Толщина стенок стакана t поверху должна быть не менее
200 мм. Глубину заделки колонн dc принимают с учетом
анкеровки их продольной арматуры. Поэтому при классе бетона
фундамента В15 и ^В20 глубина dc должна быть не менее
соответственно 30 и 25d, где d—диаметр арматуры. Кроме того,
для глубины заделки колонн dc и толщины стенки t соблюдают
конструктивные требования:
dc~^hc и при е0( = Л//А)^2Ас,
Д^1,4/гс и при e0^2/zc,
где hc — высота поперечного сечения внецентренно сжатой ко-
лонны.
При необходимости углубления фундамента иногда приходится
устраивать подколонники (рис. 5.5,6 и 5.6,6, в). Их конструируют
по правилам, предъявляемым для колонн с повышенной толщиной
защитною слоя арматуры. Для снижения расхода бетона рекомен-
дуют обычный стык колонны с подколонником (рис. 5.6, в).
Однако в этом случае требуется для фундамента бетон повышен-
ного класса.
Сборные отдельные фундаменты изготовляют из бетона класса
не ниже В15 (рис. 5.7). Сборные фундаменты целесообразно
выполнять из монтажных блоков. Размеры сборных элементов
фундаментов являются кратными 200 мм. Применение сборных
блок-подушек и сборного стакана дает возможность укладывать
фундаменты в сложных грунтовых и атмосферных условиях.
Расчет размеров подошвы фундамента. Размеры подошвы
ступенчатого фундамента определяют из расчета основания по
деформациям. Эпюра давления на основание по подошве фунда-
мента зависит от его жесткости, сжимаемости грунта и других
факторов. В расчетах принимают линейное распределение давле-
ния рд.
138
(5-3)
Рис. 5.6. Монолитные фундаменты сборных колонн при отсутствии (д) и наличии
(б, в) подколенника:
/ —колонна; 2— подколенник; 3— фундамент; 4 — подошва фундамента; 5—стакан;
6—стык
1
Рис. 5.7. Сборные фундаменты сборных колонн при отсутствии (а) и наличии (б)
подколонника:
/ — колонна; 2—подколенник; 3—фундаментная плита; 4— блок-подушка; 5 — стакан
Если колонны подвергаются внецентренному сжатию при
наличии лишь случайных эксцентриситетов, то размеры подошвы
фундамента определяют из условия, что среднее давление по
подошве р9 т не должно превышать расчетного сопротивления
основания Rg, т. е. из условия
= (5.4)
Здесь суммарная продольная сила
N=NJyf.m + (ymdf + v)bl, (5.5)
где Nc — усилие в кН в колонне от расчетной нагрузки: yf т — ус-
редненный коэффициент перегрузки; уж~20кН/м3 — средний
удельный вес бетона и грунта, лежащего на обрез фундамента;
df — глубина заложения фундамента; v — полезная нормативная
нагрузка на обрезе фундамента; b и I—размеры подошвы
фундамента в плане; Af = bl—площадь подошвы.
139
Рис. 5.8. Схемы для расчета размеров симметричного (а) и несимметричного (6)
ступенчатого фундамента, а также дискового (в) фундамента
Если колонны подвергаются внецентренному сжатию
(рис. 5.8, а), то размеры подошвы фундаментов определяют с
учетом трапециевидной эпюры давления на основание при
соблюдении условий:
Pg. max = Мп ах IA f + Мj Wf ,2Rg,
Pg,m Nmax/A j- 5^ Rg,
Pg,min = Nmin/Af-M/Wf^0.
(5.6)
Здесь продольная сила
Nmax^(Nc+G)/yf^m+(ymdf + v)bl, (5.7)
где G — нагрузка на фундамент от стены (7Vmin при г = 0);
M=(A/c + aAf + Ge)/Y/.m (5.8)
— изгибающий момент, где Мс и Qc — усилия в колонне на уровне
верха фундамента; hf — высота фундамента; е — полусумма тол-
щины стены и высоты сечения колонны; Wf— момент сопротивле-
ния подошвы фундамента.
Для фундаментов колонн зданий, оборудованных мостовыми
кранами грузоподъемностью 750 кН и больше, а также при сла-
бых грунтах, для которых расчетное сопротивление Rg < 150 кПа,
требуют соблюдать условие p9,min/pg,raax>0,25. При косом сжатии
140
Рис. 5.9. Схемы образования грани 1 2—3 4 пирамиды продавливания при
действии эксплуатационных (а) и монтажных (б) нагрузок
фундамента, кроме соблюдения условий (5.6), давление на грунт в
угловой точке не должно превышать 1,5/^. Для фундаментов
бескрановых зданий допускают треугольную эпюру давления с
нулевой ординатой на расстоянии не более х/4 длины их подошвы
(рис. 5.8, а).
Размеры подошвы дискового фундамента (рис. 5.8, в), восприни-
мающего вертикальную нагрузку и распор трехшарнирной рамы
(см. рис. 4.19, а), вычисляют из выражения
F^bc + R^. (5.9)
Здесь — расчетное сопротивление грунта основания на боковых
поверхностях фундамента ниже глубины промерзания грунта
площадью Ац.
Расчет фундамента на продавливание. Данным расчетом опре-
деляют необходимую высоту ступеней, а также толщину дна
стакана.
В эксплуатационной стадии (рис. 5.9, а) максимальное и
минимальное реактивное давление на фундаментную плиту со-
ставляют
р =(Nc + G}/Af±(Mc + Qchf + Ge)/Wf. (5.10).
max
min
Зная эпюру давления на основание, нетрудно рассчитать величину
продавливающей силы F, действующей в центре площадки Afl.
141
Среднее арифметическое ширины грани пирамиды продавливания
bm = bc+h0.
Расчет фундамента на продавливание производят из условия
F^Rbtbmh0 = Rbt(bch0+h%). (5.11)
Отсюда вычисляют рабочую высоту фундамента Ло. Аналогично
проверяют высоту ступеней фундамента.
В монтажной стадии (рис. 5.9, б) расчет на продавливание
производят из условия
Fm^Rbt(b^to + ti), (5.12)
где t0 — рабочая толщина дна стакана. Силу F вычисляют с
учетом реактивных давлений на фундамент
р =Nm/Af + Mm/Wf, (5.13)
max
min
где Nm и Мт — усилия в колонне в монтажной стадии.
Кроме того, проверяют прочность бетона фундамента под
торцом колонны на местное сжатие.
Расчет арматуры фундаментной плиты. Под действием реактив-
ного давления основания ступени фундаментной плиты работают
под нагрузкой как консоли. Их расчетными сечениями являются
1—7, 2—2 и 3—3 (рис. 5.10). В этих сечениях действуют
изгибающие моменты
Mj = baj(2pm^+pj)/6, (5.14)
где а> и pj — параметры /-го сечения. Тогда требуемая площадь
сечения арматуры подошвы
AsJ = Mj/(RsZj) « 4f;/(7?s0,9AoJ, (5.15)
где Mj — изгибающий момент по (5.14).
Следует иметь в виду, что при конструировании арматурной
сетки учитывают результаты расчета всех сечений фундаментной
плиты. В направлении меньшей стороны подошвы площадь
сечения арматуры определяют с учетом среднего значения
реактивного давления основания pm = (Nc + G)/Af и уменьшенной
рабочей высоты ступеней из-за расположения стержней во втором
ряду.
Расчет арматуры стаканной части фундамента. Продольная и
поперечная арматура стакана должна обеспечить надежную
совместную работу сборной колонны и фундамента. Сечение
продольной арматуры стакана определяется как для внецентренно
сжатого элемента в сечениях 4—4 и 5—5 (рис. 5.10). Поскольку
при этом учитывают ослабление подколоника гнездом колонны,
коробчатое поперечное сечение стакана приводят к тавровому.
Расчетные усилия вычисляют из выражений
M=Mc+Qcz+Ge, (5.16)
142
N=NC+G+Gf, (5.17)
где z— расстояние от верха
фундамента до расчетного
сечения; G—нагрузка на
фундамент от стены; Gj --
вес фундамента высотой z.
Поперечную арматуру
стакана ставят или конст-
руктивно, или по расчету.
Стакан армируют конструк-
тивно, если эксцентриситет
e0 = McINc не более Лс/6, где
hc — высота поперечного се-
чения колонны. Конструк-
тивное армирование прини-
мается также в тех случаях,
когда толщина стенок ста-
кана по верху более 200 мм Рис. 5.10. К определению арматуры фуида-
И более 0,75 глубины Стака- ментной плиты и стаканной части фунда-
на dc или более 0,75 высоты мента
верхней ступени (при глубине стакана большей, чем высота
подколонника). В других случаях площадь сечения поперечной
арматуры стакана определяют из условий равновесия внешних и
внутренних сил при повороте колонны относительно точек К и М
(рис. 5.10).
Если эксцентриситет e0 = McINc находится в пределах от hc/6 до
Ас/2, то расчетным сечением является 6—6. Тогда площадь сечения
поперечной арматуры стакана вычисляют из условия
£ RsiAsizsi <Мс + Qcdc- 7VfO,7e0. (5.18)
i — 1
При эксцентриситете e0( = Mc/Nc)>h0/2 расчетным сечением
принимается 7—7. В данном случае площадь сечения поперечной
арматуры
У R^^Mc+Qcd-HchJ2.
(5.19)
5.3 Ленточные фундаменты
Фундаменты под сплошные стены. Фундаменты под
стены выполняют в основном сборными, в виде параллельных и
пересекающихся лент, состоящих из железобетонных блоков-поду-
шек и бетонных стеновых блоков (рис. 5.11, О').
Блоки-подушки могут быть сплошные, ребристые и пустотные,
изготовленные из бетона класса В15. Чаще всего применяют
143
Рис. 5.11. Сборные (а) и монолитные (б, в) ленточные фундаменты под сплошными
стенами:
1— фундамспIный бетонный блок: 2— железобетонный блок-нодушка; 5--монолитный
железобетонный фундамент; 4 - бетонный фундамент
блоки-подушки трапециевидного профиля. По низу их армируют
сеткой. Блоки-подушки укладывают вдоль стены вплотную или с
зазором. Прерывистые ленточные фундаменты применяют на
твердых грунтах, позволяющих создать арочный эффект и
распределять давление блока-подушки.
Длина блока-подушки I составляет 2380 и 1180 мм, ширина b
является кратной 200 мм. Ширина
h = xNI[l0(R^ymdr)\. (5.20)
где z = 0,7...0.9— коэффициент, учитывающий арочный эффект
прерывистого фундамента; N--нагрузка, приходящаяся на длину
/0 стены; /0— расстояние между центрами блоков-подушек; ут —
средний удельный вес бетона и грунта, лежащего на обрезе
подушки; dr --глубина заложения фундамента.
Площадь сечения рабочей арматуры подушки определяют по
(5.15).
Для зданий и сооружений на слабых грунтах рекоменду-
ют монолитные ленточные фундаменты (рис. 5.11,6). Если строи-
тельство ведется на твердых или равномерно сжимаемых грун-
тах, то допускают применять для фундаментов мелкие бетон-
ные блоки и камни, природные камни, бутобетон и неарми-
рованный бетон (рис. 5.1!.«). При этом следует соблюдать от-
ношение их уширения с к высоте h(. Предельный угол фундамента
7 = 50... 65 зависит от прочности материала и реактивного дав-
ления грунта.
Подвальные стены. Степы подвалов зданий или сооружений
рекомендуют выполнять из крупных сборных блоков. Кроме того,
допускают применять кладки из бетонных и природных камней
толщиной не менее 500 мм. в том числе с кирпичной облицовкой,
а также из монолитного бетона толщиной не менее 350 мм. Во
144
всех случаях толщина стены
первого этажа здания не долж-
на превышать толщину фунда-
ментной стены более чем на
200 мм.
Подвальные стены защи-
щают от увлажнения со сторо-
ны фундаментов, примыкаю-
щих тротуаров и отмосток
устройством гидроизоляцион-
ного слоя. Такой слой устраи-
вают также ниже пола под-
вала.
Рис. 5.12. Расчетная схема подвальной
стены и эпюры изгибающих моментов М
и продольных сил
Подвальную стену рассчитывают как балку с двумя шарнирны-
ми опорами (рис. 5.12). Учитывают внецентренно приложенные
вертикальные силы и N2 от нагрузки соответственно выше
лежащей стены и перекрытия, боковое давление грунта рд и
грунтовой воды pw. а также временную нагрузку г=10кПа на
поверхность земли вблизи подвальной стены. Для удобства
расчета нагрузку v заменяют эквивалентным слоем грунта
высотой
йгя)= ЕЗг/у^,
(5.21)
где 1,3 — коэффициент надежности по временной нагрузке; уд =
= pqp - - удельный вес грунта.
С учетом элементарной теории Кулона максимальное давление
грунта на стену подвала
+/y.d)tg2(45°-<p/2), (5.22)
где yf- коэффициент надежности по давлению грунта; /—расчет-
ная длина стены; <р — угол внутреннего трения грунта.
Если толщина подвальной стены меньше, чем стены первого
этажа, или грань подвальной стены отодвинута по отношению
грани опирающейся на нее стены, то в расчетах учитывают
случайный эксцентриситет приложения продольной силы Лр
равный е„с = 4см. В других случаях эксцентриситет еас = 2 см,
направленный в сторону наружной поверхности стены.
Расчет подвальной степы на несущую способность производят
как внецентренно сжатого элемента, а ее подушки — как ленточно-
го фундамента под стены.
Конструкция ленточных фундаментов под колонны. Такие
фундаменты выполняют монолитного железобетона в виде
перекрестных лент под зданием (рис. 5.13,«) или в виде ленты под
ряды колонн. Их выполняют из бетона класса не ниже В15.
Ширину ребра фундамента b принимают исходя из размеров
сечения колонн. В зоне стаканной части фундамента сборных
колонн устраивают местные уширения ребра. Высоту ребра hf
145
/-/
Рис. 5.13. Монолитные ленточные фундаменты под колонны (а) и их армирование
(о), а также расчетные схемы фундаментов' под колонны каркаса (в) и ряд ко-
лонн (г)
назначают из условия обеспечения жесткости ленточного фунда-
мента. Фундамент считают жестким, если его осадка в отдельных
зонах отличается не более чем г/юоо расстояния между осями
колонн.
Ширину подошвы hf и высоту полки hff ленточного фундамен-
та определяют по правилам расчета отдельных фундаментов.
Ширину bf принимают из расчета фундамента по деформациям
основания, а высоту hff— из расчета полки на продавливание, так
как срезывающие напряжения от реактивного давления основания
должны быть восприняты бетоном без поперечной арматуры. При
небольших вылетах толщину полки принимают постоянной.
Ребра фундаментов армируют сварными или вязаными карка-
сами с нижней и верхней рабочей продольной арматурой класса
А-Ш (рис. 5.13, б). В случае ограничения ширины раскрытия
трещин принимают арматуру класса А-П. Количество каркасов
должно быть не менее двух при ширине ребра />-<400 мм, не менее
146
трех при 400 мм < b 800 мм и не менее четырех при />>800 мм.
В связи с тем, что для ленточных фундаментов принимают бетон
на крупных заполнителях, расстояния между каркасами должны
быть не менее 100 мм.
Площадь сечения продольной и поперечной арматуры ребер
фундамента определяют расчетом. Однако во всех случаях
коэффициент продольного армирования должен быть не менее
0,2...0,4%. Шаг поперечных стержней принимают не более 20d для
сварных и 15с/ для вязаных каркасов, где <7^14 мм—диаметр
продольных стержней.
Полку ленточного фундамента армируют сетками из арматуры
класса A-I. При вылетах полки а более 750 мм рекомендуют
половину рабочих стержней стенки не доводить до края на
расстоянии с = 0.5 а—2i)d, где с/— диаметр рабочей арматуры
сетки.
Расчет ленточных фундаментов по i колонны. Работа нагружен-
ных ленточных фундаментов каркасных зданий и сооружений
носит сложный характер. Поэтому их рассчитывают на ЭВМ с
учетом совместных деформаций фундамента и основания, жестко-
сти надфундаментного строения, а также нелинейности деформи-
рования железобетонных конструкций и основания (нелинейная
постановка задачи).
Программы расчета на ЭВМ разрабатывают с применением
расчетной схемы основания, подчиняющейся гипотезе переменного
периметра жесткости, наиболее удобную для математической
реализации расчетных предпосылок. Переменный параметр жест-
кости основания х(х. г) в МН/м3 является аналогичным по
смыслу винклеровскому коэффициенту постели. Его определяют
по формуле
x(.v, у)=р(д, у).д(л', у), (5.23)
где р(х, у) — реактивное давление на рассматриваемом участке с
координатами х и у; ,$(.v, у)— осадка фундамента на данном
участке.
Совместный расчет ленточного фундамента на сжимаемом
основании и рамного каркаса здания или сооружения выполняют
путем приведения каркаса и фундамента к единой стержневой
системе. Усилия в такой пространственной стержневой системе
определяют методом перемещений строительной механики. При
этом в каждый узел системы вводится 6 связей, соответствующих
всем степеням свободы точек. Для узлов фундаментной части
системы число связей равно 3.
При расчете фундаментов с учетом жесткости надфундамент-
ной конструкции целесообразно применять метод конечных
элементов. Для упрощения статического расчета на ЭВМ рекомен-
дуют'. приближенный учет неупругих деформаций основания,
фундамента и каркаса; ртссчет фундамента в предположении
147
линейно упругого деформирования железобетонных конструкций и
основания (линейная постановка задачи) с использованием прин-
ципа независимости действия сил; раздельный расчет основания,
ленточного фундамента на сжимаемом основании и надфунда-
ментного каркаса, т. е. расчет ленточного фундамента как системы
перекрестных балок на упругом или упругопластическом основа-
нии (рис. 5.13, в).
Предварительное определение размеров ленточных фундамен-
тов производят с учетом требований условий (5.6).
При небольших расстояниях между колоннами фундамент под
ряды колонн можно считать абсолютно жестким (рис. 5.13. г).
В данном случае принимают трапециевидную эпюру давления на
основание. Ширину подошвы фундамента определяют из условий
(5.6) с учетом усилий
N=^NJyftm + ymdfbfL, (5.24)
M=EM; + A/Eei/7Am, (5.25)
гДе У/.т — усредненный коэффициент перегрузки; ут«20кН/м3 —
средний удельный вес бетона и грунта на обрезе фундамента;
df—глубина заложения фундамента; bf, L и hf—размеры
фундамента.
Усилия в нормальном сечении ленточного фундамента опреде-
ляют с учетом реактивного давления основания на фундамент,
вызываемого усилиями каркаса Л/;, Qi и У, при коэффициентах
надежности по нагрузкам Уу>1. Тогда изгибающий момент и
поперечная сила, возникающие в фундаменте, соответственно
составят
М= Apbfzp+'£iMi+hfYQi ~ (5.26)
б = (5-27)
Здесь Ар — площадь эпюры реактивного давления основания с
одной стороны расчетного сечения; zp — расстояние от центра
эпюры давления до расчетного сечения (рис. 5.13, г).
5.4 Сплошные фундаменты
Конструирование сплошных фундаментов. Сплошные
фундаменты устраивают при значительных нагрузках верхнего
строения здания и сооружения (например, силосного корпуса) или
при слабых грунтах. Минимальная глубина заложения таких
фундаментов df min = 2,5 м.
Выбор типа сплошных фундаментов производят с учетом
конструктивной схемы верхнего строения, характера нагрузок и
механических свойств основания. При больших расстояниях между
колоннами требуемая жесткость сплошного фундамента дости-
гается устройством коробчатых и ребристых фундаментных плит
(рис. 5.14, О'). Плоскую плиту (рис. 5.14, в) рекомендуют применять
148
Рис. 5.14. Конструкция сплошных ребристых (а) и плоских плитных (б, в)
фундаментов, а также эпюр изгибающих моментов (г, <)):
/ — нелинейный расчет с учетом жесткости верхнего строения; 2 — то же, без учета
жесткости верхнего строения; J—линейный расчет с учетом жесткости верхнего строения;
4 — то же, без учета жесткости верхнего строения
при небольших расстояниях между колоннами и продольных
силах колонн не более 10 МН.
Монолитные колонны опирают на фундаментную плиту через
уширения по типу капителей, применяемых в безбалочных
перекрытиях (рис. 5.14,6). Сборные колонны защемляют в стакан-
ной части фундаментной плиты (рис. 5.14, в). Фундаменты возво-
дят из бетона класса не ниже В15. В одном направлении их
армируют вертикальными сварными сетками, а в другом — гори-
зонтальными сварными сетками или отдельными стержнями.
Рабочие стержни диаметром не менее 14 мм из арматуры класса
А-Ш, конструктивные (распределительные и монтажные) — класса
A-I. Минимальный процент армирования 0,1 и 0,15% при
применении бетона классов соответственно В15 и более. Расстоя-
ние между осями стержней принимают не менее 300 мм.
Ребра сплошных ребристых фундаментов армируют сварными
или вязаными каркасами по принципу армирования ленточных
фундаментов.
Расчет сплошных фундаментов. Статический расчет ребристых и
плоских сплошных фундаментов выполняют на ЭВМ с учетом
переменного коэффициента жесткости по (5.23). В зависимости от
сложности решаемых задач применяют удобные для реализации
149
на ЭВМ численные методы (конечных элементов, конечно-разност-
ный, вариационно-разностный).
Усилия В фундаменте и деформации основания рекомендуют
определять из условий нелинейного расчета при совместной
работе верхнего строения, фундамента и основания. При этом
учитывают неоднородность основания по глубине и в плане,
неупругие деформации бетона, арматуры и основания, наличие
трещин в бетоне конструкций и касательных напряжений, возни-
кающих между фундаментом и основанием.
Для упрощения задачи применяют раздельный расчет основа-
ния, фундамента и верхнего строения с использованием метода
итерации. Кроме того, неупругие деформации основания и
конструкций учитывают приближенными методами или ими
пренебрегают (линейная постановка задачи).
Так как фундаментная плита деформируется совместно с верх-
ним строением здания или сооружения, то продольные силы в ко-
лоннах не распределяются в соответствии с грузовыми площадка-
ми, приходящимися на каждую колонну (рис. 5.14, г). Более нагру-
женными могут оказаться колонны по периметру фундамента, хо-
тя их грузовая площадь меньше, чем колонн в средней части пли-
ты. Поэтому расчет плиты без учета влияния жесткости верхнего
строения приводит к завышенным значениям изгибающих момен-
тов в центре плиты и заниженным — в ее крайних зонах.
Жесткое верхнее строение уменьшает неравномерность осадок
фундаментной плиты и реактивного давления основания. Это
приводит к более равномерным изгибающим моментам в зонах
опирания колонн. Максимальные значения изгибающих моментов
снижаются на 30...60% (рис. 5.14, г).
Толщину плоской фундаментной плиты определяют из условия
прочности на продавливание бетона базами колонн при отсутст-
вии поперечной арматуры. Площадь сечения арматуры фунда-
ментной плиты можно также определить по кинематическому
методу теории предельного равновесия (см. 1.6).
5.5 Фундаменты глубокого заложения
Принцип конструирования фундаментов глубокого за-
ложения. Фундаменты глубокого заложения выполняют в виде
буронабивного столба, опускного колодца, а также монолитной и
шпунтовой стены.
Буронабивные столбы (рис. 5.15, а) глубиной до 20 м применя-
ют, если основание твердых пород находится глубоко от
поверхности грунта. Применение под колонны таких столбов
вместо ленточных или сплошных фундаментов неглубокого
заложения позволяет резко уменьшить трудоемкость возведения
фундаментов и расход армируемой стали. Столбы армируют
каркасами, состоящими из вертикальных стержней и кольцевых
150
Рис. 5.15. Монолитный буронабивной столб («), опускной колодец (б}, монолитная
стена в грунте (в) и шпунтовые забивные сваи (г):
1 — продольная арматура класса А-П и A-1II; 2 — спиральная арматура класса A-I; 3 — то
же, поперечная; 4 — стальной наконечник; 5 — шпонка
хомутов из стали класса A-I.
класса не менее В15.
Монолитный бетон принимают
Опускные колодцы глубиной до 20 м используют в качестве
фундаментов при их диаметре 1...2 м (рис. 5.15, б) и в качестве
заглубленных помещений при их диаметре 5... 15 м. Колодцы
армируют продольной арматурой класса А-П или А-Ш и
кольцевой арматурой класса A-I. Стены выполняют из бетона
класса не менее В15. Если внутреннюю полость колодца не
заполняют бетоном, то применяют гидротехнический бетон класса
не ниже В20.
Сплошная стена в грунте (рис. 5.15, в)
образуется из секущихся или касающихся
секций, возводимых в коротких траншеях, а
также из секций, возводимых в непрерывно
разрабатываемых траншеях. Стена в грунте
может быть выполнена также из секущихся
или касающихся буронабивных свай и шпун-
товых забивных свай (рис. 5.15, г). Отдельные
сваи объединяют между собой с помощью
шпонок или стальных труб. Для создания
шпонки на внешней поверхности свай устра-
Рис. 5.16. Расчетная схема фундамента глубокого зало-
жения
151
ивают полукруглые продольные желоба диаметром 70 мм. При
забивке шпунтовых свай желоб выполняет функции направ-
ляющего устройства для специальной стальной калиброванной
рамы, обеспечивающей проектное положение стены.
Расчет фундаментов глубокого заложения. В общем случае
фундамент глубокого заложения является внецентренно сжатым
элементом. Его расчет ведут с учетом заделки, а также сопротив-
ления основания по подошве, передней и задней граням фунда-
мента (рис. 5.16).
5.6 Свайные фундаменты
Принцип конструирования свайных фундаментов. Тип
свайных фундаментов выбирают в зависимости от характера и
величины усилий, передаваемых на основание. Под колонны,
столбы и стойки рам обычно применяют свайные фундаменты-
Рис. 5.17. Конструкция свайных фундаментов колонны (о) и cichi.) (5) на забивных
сваях, а также колонны на набивных сваях («):
1 колонна; 2- стена; 3 рос;верк; 4 забивная свая; 5 набивная свая; 6 бетонная
под; оювка
)52
ростверки квадратной, прямоугольной или треугольной формы с
расположением свай кустами (рис. 5.17, а, в). Ростверки совмеща-
ют со стаканами сборных колонн. Под стены зданий устраиваю!
ленточные свайные фундаменты-оголовки с расположением свай в
один, два или три ряда (рис. 5.17,6).
Ростверки выполняют из монолитного железобетона с приме-
нением бетона класса не ниже В 12,5 и горячекатаной арматуры
класса А-Ш. Сборным ростверкам отдается предпочтение при
большом количестве однотипных элементов, необходимости уст-
ройства фундаментов на забивных сваях в зимнее время, а также
при устройстве их выше поверхности грунта. Вместо ростверка по
стенам крупнопанельных зданий используют цокольные и под-
вальные стеновые панели.
Забивные сваи, изготовленные на заводах или полигонах,
погружают в грунт с помощью молотов и вибровдавливающих
агрегатов. Набивные сваи бетонируют непосредственно в грунте,
заполняя скважину, образованную выбуриванием или пробивкой,
бетонной смесью.
Глубину заложения подошвы свайного ростверка назначают с
учетом наличия подвалов и подземных коммуникаций, а также
геологических условий грунта. Глубина погружения свай в грунтах
во всех случаях принимается не менее наибольшего размера
отдельного ростверка или не менее двукратной ширины ленточ-
ного ростверка. Экономически всегда целесообразно применять
фундамент с меньшим числом длинных свай, чем фундамент с
большим количеством коротких свай.
Сваи-стойки прорезывают слабые грунты и передают нагрузку
нижним концом на твердые мало сжимаемые грунты. Висячие
сваи, погружаемые в сжимаемые грунты, передают нагрузку на
грунт нижним концом и трением боковой поверхности.
Типы свай. Забивные сваи применяют для прорезывания всех
видов сжимаемых грунтов, за исключением случаев, когда
требуется проходка слоев грунта с непробиваемыми включениями,
а также в виде твердых глинистых, вечномерзлых и т. п. грунтов.
Сваи армируют ненапрягаемой арматурой классов A-I, А-И и
A-IJJ (рис. 5.18,о, в, г) или напрягаемой высокопрочной прово-
локой и канатами (рис. 5.18,6, 6). Предпочтение отдается пред-
варительно напряженным сваям, обладающим повышенной тре-
щиностойкостью и сниженным расходом арматурной стали. Если
па сваи передаются растягивающие усилия, то применяют сваи с
напрягаемой арматурой. Для поперечной арматуры и сеток в
оголовке сваи используют проволоку класса Вр-1.
Забивные сваи сплошного сечения изготовляют из бетона
классов не ниже В15 и В22,5 при применении соответственно
ненапрягаемой и напрягаемой арматуры.
Практика строительства свидетельствует, что из-за разрушения
оголовков свай из обычного тяжелого бетона около 30% их не
153
Рис. 5.18. Конструкция забивных (а, б, в, г, д, е) и набивных (ж, з, и) свай:
/ —продольная ненапрягаемая арматура; 2 — то же, напрягаемая; 3—поперечная арма-
тура; 4 -сетки; 5 — фибробетон; 6 — фундаментная балка; 7— железобетонное кольцо; 8 —
уширение; 9— бетон
догружается, а у 80% свай приходится срезать головы и стволы
перед устройством ростверка. Применение фибробетона в конце-
вых зонах свай (рис. 5.18, в) позволяет значительно повышать их
ударостойкость и тем самым обеспечивать бездефектное погруже-
ние сваи до проектной отметки. Для упрочнения бетона верхней
части свай рекомендуют также применять навивку стекложгута и
других синтетических материалов. Навивку производят при не-
154
большом натяжении синтетического волокна, обеспечивающего
плотное его прилегание к боковой поверхности сваи.
Полые забивные сваи квадратного или круглого сечения
размерами a = Z) = 400...800 мм с круглой полостью изготовляют
из центрифугированного бетона классов В30...В50. Сваи дают
экономию бетона при больших размерах поперечного сечения. Их
погружают в грунт при наличии открытого нижнего конца или
металлического наконечника. Внутреннюю полость погруженной
сваи заполняют бетоном или гравием.
Для повышения индустриализации свайных работ рекомендуют
применять винтовые сваи кольцевого сечения, имеющие на нижнем
конце наконечник в виде винтовой чугунной лопасти. Такая свая объ-
единяет в себе свойства обычной сваи и грибовидного подножни-
ка. Погружение винтовой сваи в грунт производят под углом
O...450 к вертикали путем завинчивания ее специальной машиной.
Забивные сваи-оболочки кольцевого сечения диаметром D =
= 1000...2000 мм изготовляют из центрифугированного бетона
классов В30...В60. Снизу сваи могут быть открытыми или иметь
железобетонную заглушку. В первом случае погруженная свая
имеет грунтовое ядро, а во втором — внутреннюю полость
заполняют бетоном или гравием. Грузоподъемность свай-оболо-
чек обоих типов является примерно одинаковой, поэтому примене-
ние в строительстве свай с грунтовым ядром позволяет сократить
его стоимость и повысить производительность труда.
Пирамидальные и конические сваи (рис. 5.18, г) применяют в
песчаных грунтах, в слоистых отложениях, лесах, лесовидных
суглинках и насыпных слоях.
Сваи-колонны (рис. 5.18,3, е) применяют в строительстве сель-
скохозяйственных и складских зданий, а также небольших емкост-
ных сооружений. Их погружают в грунт на глубину 2...5 м. Такие
сваи не рекомендуют для зданий на насыпных, просадочных,
пучинистых, набухающих и других слабых грунтах. С целью
повышения несущей способности подземной части сваи-колонны
устраивают консоли, которые при этом служат опорами фунда-
ментных балок.
Максимальная длина цельных свай и свай-оболочек равна 12 м,
а составных — 48 м независимо от размеров их поперечного
сечения. Составные сваи применяют со сварными, болтовыми или
полимерными стыками.
Сваи погружают молотами или вибропогружателями, вызы-
вающими вертикальные колебательные движения. Сваи-оболочки
и сваи-колонны погружают, как правило, вибропогружателями.
Кроме того, полые сваи могут быть погружены в песчанных
грунтах с помощью подмыва грунта через внутреннюю полость.
После погружения нижний конец сваи не должен оставаться в
рыхлых песках, илах, торфах и в глинистых грунтах текущей
консистенции.
155
Набивные сваи устраивают путем погружения и извлечения
инвентарных труб или выштамповки в грунте скважин с последую-
щим заполнением их бетонной смесью.
Буровые сваи по способу устройства разделяют на буронабивные
сплошного или полового сечения с уширениями и без них
(рис. 5.18, ж, з); буроопускные, в скважину которых опускают
железобетонную колонну (рис. 5.18, и); буроинъекционные диамет-
ром 15...25 см, устраиваемые путем нагнетания мелкозернистой
бетонной смеси или цементно-песчанного раствора в пробуренные
скважины; сваи-столбы, устраиваемые путем укладки в скважину
цементно-песчанного раствора и опускания в нее бетонных или
железобетонных элементов сплошного сечения со сторонами или
диаметром 80 см и более.
Буровые сваи рекомендуют применять при сложных грунтовых
условиях в тех случаях, когда в пределах строительной площадки
находятся плотные грунты или необходима прорезка сваями
твердых включений. Их применяют также для фундаментов,
которые возводят вблизи зданий или сооружений, так как в
последних могут возникать недопустимые деформации при забив-
ке или вибропогружении свай.
Широкие возможности для применения буронабивных свай
имеются в сельскохозяйственном строительстве. Скважины не-
больших размеров выполняют бурильно-крановыми машинами,
установленными на автомобильном или тракторном ходу.
Оценка несущей способности сваи. Несущую способность свай
оценивают по наименьшему значению сопротивления основания и
материала сваи. Рекомендуют несущую способность свай опреде-
лять по результатам полевых исследований. При отсутствии
данных статических или динамических испытаний свай их несущую
способность определяют расчетным путем как сумму сопротивле-
ний грунтов под нижним концом сваи (сила Ne) и на ее боковой
поверхности (сила N») (рис. 5.17).
Несущая способность одной сваи в кН по сопротивлению
основания составляет
т
Ми1=Мд + Нц = ус(удБдА + и X (5.28)
i= 1
Здесь ус — коэффициент условий работы сваи (для сваи, работаю-
щей на сжатие, коэффициент ус=1); уд и уц—коэффициенты
условий работы грунта соответственно под нижним концом и на
боковой поверхности сваи, учитывающие влияние способа ее
погружения; Rg — расчетное сопротивление грунта под нижним
концом сваи, значение которого зависит от типа, глубины и спо-
соба забивки сваи, а также вида грунта; Л = я =0,78502—
площадь опирания сваи на грунт, м2; U—наружный периметр
поперечного сечения сваи, м; /?ц—расчетное сопротивление слоя
грунта основания на боковой поверхности сваи, кПа; — толщина
156
z-го слоя грунта; уге; = 1,4—коэффициент надежности (если несу-
щая способность сваи определена по результатам полевых
испытаний, то коэффициент уге1 = 1,25).
Несущая способность сваи по сопротивлению железобетона
ЛгИ2 = ф[ТнЛьзЪ5Т(>б/М+ (Я«-а5р)А]. (5.29)
Здесь ф — коэффициент продольного изгиба ствола; усЬ, уьз, уЬ5 и
у66— коэффициенты условий работы бетона, учитывающие влия-
ние соответственно способа производства свайных работ, высоты
слоя бетонирования, размеров поперечного сечения, а также
попеременного замораживания и оттаивания; А — площадь сече-
ния сваи; c>Sp — предварительное напряжение арматуры.
При армировании сваи не на всю длину ее несущая спо-
собность
Л'м 2 = о,9фусьу;,3у;,5у;, (5.30)
Сопротивление свай горизонтальной нагрузке зависит от вида
грунта, залегающего от подошвы ростверка до глубины 1,5 м и
размеров поперечного сечения сваи. При = Z? = 250...400 мм
данное сопротивление составляет от 7 до 80 кН.
Расчет забивных свай на монтажную нагрузку производят с
учетом усилий, возникающих при подъеме ее на копер за одну
точку, удаленную на расстояние 0,3/ от оголовка, где /—длина
сваи.
Принцип расчета свайных фундаментов. Расчет свайных фунда-
ментов должен быть выполнен по предельным состояниям первой
и второй групп. При этом расчет свайных фундаментов по
несущей способности необходимо выполнять на основные и
особые сочетания нагрузок, а по деформациям — на основные
сочетания.
Общим случаем нагружения свайных фундаментов являет-
ся косое сжатие ростверка над кустом свай при действии
изгибающих моментов Мх и Му (см. рис. 5.17). Расчет свай по
несущей способности на вертикальную нагрузку производят из
условия
= + (5.31)
i - 1 i~1
где N=Nc+ymAfdf; My = Mcy + Q hf~, Mx = Mcx+Qexhf, ym усред-
ненный удельный вес единицы объема ростверка, а также грунта,
полов и временной нагрузки, лежащих на его обрезе; Af = BL —
площадь подошвы фундамента; df — глубина заложения роствер-
ка; п — число свай в фундаменте; Nu — наименьшее значение
несущей способности сваи по (5.28)...(5.30).
При внецентренном сжатии фундамента расчет свай по несу-
щей способности производят с учетом МУ = М и Мх = 0, т. е. из
условия
157
л; = N/n ± Мук/X У? Nu. (5.32)
i— 1
Расчет свай по несущей способности на горизонтальную
нагрузку производят из условия
Qk = VQL + &I^Qu, (5.33)
где Qu — несущая способность одной сваи. Если условие (5.39) не
выполняется, то кроме вертикальных устраивают и наклонные
сваи.
Расчет ростверка. Расчет ростверка для кустов свай на
продавливание производят из условия
F^0,61<pb4.Rb .uJiq, (5.34)
где F—расчетная продавливающая сила, равная сумме реактив-
ных сил от свай, расположенных за пределами плоскости
продавливания; ф/,4—коэффициент, равный 1,5 и 1,2 соответствен-
но для обычного и мелкозернистого бетона; ик—средняя шири-
на плоскости продавливания; /г0 — расчетная высота ростверка
(рис. 5.17).
Расчет ростверка на изгиб, т. е. подбор арматуры производят
как для консоли на действие реактивных сил от свай.
Расчет лентсчного ростверка под кирпичной, крупноблочной
или бетонной стеной производят как неразрезной фундаментной
балки. Кроме того, проверяют прочность ростверка над сваей на
местное сжатие.
5.7 Фундаменты сооружений
башенного типа
Конструктивное решение фундаментов. Фундаменты
сооружений башенного типа выполняют из монолитного железо-
бетона (рис. 5.19, а). Их проектируют в форме усеченного конуса,
опирающегося на круглую, кольцевую пли восьмиугольную в
плане плиту. Преимуществом восьмиугольной фундаментной
плиты перед круглой является возможность применения в качестве
арматуры равномерных сеток.
Заглубление фундамента в грунт зависит от высоты и типа
сооружения, механических свойств и гидрогеологического состоя-
ния основания, величины заглубления коммуникаций и других
факторов. Во всех случаях фундаменты заглубляют не менее чем
на 3 м.
Изгибающие моменты в стволе и фундаменте сооружений
башенного типа вызываются кроме других воздействий креном
фундаментной плиты. Поэтому угол крена фундамента 0 ограни-
чивают путем соблюдения условия
158
Рис. 5.19. К расчету размеров фундаментной плиты («) и подбору ее арматуры по
методу предельного равновесия (б) и по нелинейному расчету (<?):
1 — арматура нижней сегки: 2 то же, верхней; 3- кольцевая трещина; 4 — то же,
радиальная; 5 кольцевой пластический шарнир; 6 — то же. радиальный; тг— радиальный
изгибающий момент на единицу длины; пг -то же, нормальная сила; окружной
изгибающий момент на единицу длины; л - то же, продольная сила
О «tg е = 0,75 (1 - v9) М/ (Едг}) < 0,004, (5.35)
где v9— осредненный коэффициент бокового расширения ос-
нования; Ед — осредненный модуль деформаций основания;
М—изгибающий момент, определенный по деформированной
схеме сооружения относительно оси, проходящей через центр
подошвы фундамента и перпендикулярной вертикальной оси
сооружения.
Размеры подошвы фундаментной плиты определяют с учетом
условий
Рд.тлк = Л^тах/"4 f + Мj Wf 1 ,2/?0,
Pg.m Nmax/Af ^-д.
(5.36)
159
Pg,mln ^min/Af Л//0. |
где Nmax и Nmin—соответственно максимальное и минимальное
значение продольной силы от веса сооружения с фундаментом и
полезной нагрузки при коэффициентах надежности по нагрузкам
Yy=l; Af и Wf — площадь сечения и момент сопротивления
подошвы фундамента; Rq — расчетное сопротивление основания.
Толщину фундаментной плиты определяют из условия обеспе-
чения ее прочности по наклонным сечениям без применения
поперечной арматуры. Расчет ведется по сечениям, расположен-
ным вблизи стенки стакана фундамента с наружной и внутренней
ее стороны.
Класс бетона фундаментов зависит от ответственности и
высоты сооружения, а также технологии его возведения. Как
правило, он составляет В15...ВЗО. Для радиальных стержней сеток
фундаментной плиты применяют арматуру классов А-П и А-Ш, а
кольцевую арматуру плиты и стакана фундамента класса A-I.
Фундаменты высотных башенных сооружений рекомендуют арми-
ровать напрягаемой радиальной и кольцевой арматурой.
Фундамент дымовых труб следует изолировать от воздействия
высокой технологической температуры. В противном случае
конструирование и расчет фундамента производят по специальным
указаниям.
Расчет фундаментов. При расчете фундаментной плиты по ме-
тоду предельного равновесия ее рассматривают как элемент из
жесткопластичного материала, на который действует равномерно
распределенная нагрузка
pf = NfIAf-\-MfIfirf, (5.37)
где Nf—расчетная вертикальная сила от веса сооружения и
стакана фундамента; Mf — расчетный изгибающий момент, вызы-
ваемый горизонтальной нагрузкой, искривлением ствола и креном
фундамента, относительно горизонтальной оси, проходящей через
точку Л; Af и If — площадь сечения и момент инерции подошвы
фундамента; rz = 0,5 (г2 + ''з) — средний радиус стакана фундамента
(дэис. 5.19,5).
При расчете плиты по методу предельного равновесия прини-
мают, что отсутствуют касательные составляющие давления
основания, а также трещины и неупругие деформации в бетоне.
Кроме того, игнорируют влияние жесткости стакана фундамента и
надфундаментного строения на перераспределение изгибающих
моментов. В результате расчета получают, что радиальный т, и
окружающий ш,, изгибающие моменты на единицу длины во всех
точках плиты имеют одинаковые значения. Такой подход может
привести к значительному перерасходу арматурной стали.
Вследствие совместной работы фундамента и основания эпюры
вертикального р и горизонтального т реактивного давления
основания принимают вид, приведенный на рис. 5.19, в. Наличие
160
составляющего давления т объясняется тем, что силы трения
между фундаментом и основанием препятствуют удлинению
среднего слоя плиты, вызываемого образованием трещин в бетоне,
поэтому в плите возникают сжимающие радиальные пг и
окружные нормальные силы. В краевых зонах фундамента
действуют растягивающие окружные силы лф, которые приводят к
образованию сквозных по высоте плиты радиальных трещин.
Нормальные силы вызываются также распором конической
оболочки стакана фундамента.
Верхнее строение сооружения оказывает сопротивление поворо-
ту фундаментной плиты, поэтому стакан рассматривают в
расчетах как короткую коническую усеченную оболочку.
Плиту рассчитывают как оболочку вращения. Расчет плиты в
нелинейной постановке производят на ЭВМ по специальным и
стандартным программам. При этом принимают, что по кольцу с
радиусом = 0,5 (г2 + ^з) на плиту действует вертикальная на-
грузка
F=F„ + Fm = Nf/(2nrf) +Mf coscp/(nrj). (5.38)
При углах ф=0 и ф = 180° нагрузка F принимает экстремальные
значения
Fmax = Wy/(2rcrz) ±Му/(яг/). (5.39)
min
Нелинейный расчет плит дает возможность сократить расход
арматуры фундаментов на 40... 80%. Вследствие учета перераспре-
деления усилий напряжения в растянутой арматуре в эксплуата-
ционной стадии достигают 60 ...85% от ее расчетного сопротивле-
ния Rs. Поэтому при использовании в фундаментах арматуры
класса А-Ш и выше весьма часто основным расчетом плиты
является расчет по раскрытию трещин.
5.8 'Фундаменты под оборудование
и машины
По конструктивному решению фундаменты под обо-
рудование и машины подразделяют на рамные (рис. 5.20, а),
стеновые (рис. 5.20, б) и массивные (рис. 5.20, в, г). При их проек-
тировании учитывают технические характеристики оборудования и
машин, нагрузки, предельно допускаемые деформации фундамента
и основания, а также коммуникации, примыкающие к фундаменту
и проходящие через него. Конструкция и расчет фундаментов
тесно связаны с их назначением.
Фундаменты под тяжелое оборудование (миксеры и конверты
доменных цехов, технологические ванны или бункера, химическое
оборудование и т. д.) рассчитывают на статическое силовое
воздействие собственного веса, веса продукции и строительных
конструкций. Динамические нагрузки от ударов падающих мате-
161
6-258
Рис. 5.20. Разрезы фундаментов технологической ванны (а), конусной дробилки (б),
электропечи (в) и ковочного молота (г):
1—рама; 2—стена; 3—массив
риалов или оборудования обычно создают в фундаментах
небольшие усилия и поэтому их не учитывают. Под очень тяжелое
оборудование устраивают буронабивные сваи (рис. 5.20, в).
Фундаменты тепловых агрегатов (промышленные печи, возду-
хонагреватели и т. п.) испытывают высокие технологические
температуры. Поэтому такие фундаменты состоят из нижней
плиты, возведенной из обычного бетона, и верхнего массива из
жаростойкого бетона. Поскольку фундаментная плита и верхний
массив подвергаются различному температурному воздействию,
то между ними устраивают температурный шов. Расчет фундамен-
тов производят на сопротивление кратковременному и длительно-
му нагреву с учетом изменения механических характеристик
бетона и арматуры при их нагреве.
Фундаменты металлорежущих станков должны быть жест-
кими, не допускающими колебательных деформаций станков, осо-
бенно при их работе с большими скоростями. В зависимости
от массы и класса точности станки могут быть установлены
на пол, бетонную или железобетонную ленту и индивидуаль-
ные фундаменты. Станки повышенной точности должны быть
изолированы от колебаний фундаментов. Желательно отдельные
фундаменты располагать на основании из неводонасыщенных
песков.
162
Фундаменты машин с динамическими нагрузками выполняют,
как правило, из монолитного железобетона. Под машины перио-
дического действия (с вращающимися частями и т. п.) допускают
устройство фундаментов из сборно-монолитного, а в некоторых
случаях из сборного железобетона.
Колебания фундаментов не должны оказать вредного влияния
на технологические процессы, приборы и обслуживающий персо-
нал, поэтому машины с динамическими нагрузками располагают
на максимально возможном расстоянии от оборудования, чувстви-
тельного к вибрациям. Фундаменты машин отодвигают от
смежных конструкций здания не менее чем на 100 мм. Для
уменьшения колебаний конструкций рекомендуют отличать часто-
ту их собственных колебаний от частоты колебаний, передаваемых
на грунт, не менее чем на 20%. Это достигают подбором
соответствующих габаритов и массы фундаментов, применением
динамических гасителей и т. д.
Размеры фундаментов под оборудование и машины должны
обеспечить проход равнодействующей их массы и массы машин
через центр тяжести подошвы фундамента. Глубину заложения
фундаментов назначают по конструктивным соображениям с
учетом условий размещения коммуникаций и требуемой глубины
заделки фундаментных болтов.
Для фундаментов применяют бетон класса не ниже В 12,5. При
действии повышенных технологических температур класс бетона
должен быть не менее В15. Фундаменты армируют сварными
сетками и каркасами. Однако для армирования их отдельных
элементов и участков, воспринимающих ударные нагрузки, приме-
няют только вязаную стержневую арматуру периодического
профиля. Конструктивное армирование предусматривают по по-
верхности монолитных фундаментов, а также в зонах с отверстия-
ми или углублениями.
Монолитные фундаменты целесообразно бетонировать в не-
съемной железобетонной опалубке. Для массивных фундаментов
рекомендуют применять опалубку из несъемных унифицированных
дырчатых блоков.
6
ГЛАВА
Тонкостенные
пространственные
конструкции
6.1 Общие сведения
о пространственных конструкциях
Классификация оболочек. Пространственная конструк-
ция, ограниченная двумя криволинейными поверхностями, рас-
стояние между которыми небольшое по сравнению с другими ее
размерами, называется оболочкой (рис. 6.1, а, б, в, д, е). Оболочка,
образованная по призматической поверхности, называется склад-
кой (рис. 6.1, г).
Поверхность, делящая толщину оболочки пополам, называется
срединной (рис. 6.1, и, к). Форма оболочки обусловливается формой
срединной поверхности. Оболочки, срединная поверхность кото-
рых образуется поступательным перемещением плоской кривой по
некоторой другой плоской кривой, называют оболочками переноса.
Если срединная поверхность образована вращением плоской
кривой вокруг неподвижной прямой, то такие конструкции
называют оболочками вращения.
Средняя поверхность имеет кривизну в одном или двух
направлениях. В любой точке она обладает взаимно перпендику-
164
Рис. 6.1. Схемы тонкостенных пространственных железобетонных конструкций с
оболочкой двоякой положительной (а) и отрицательной (б) гауссовой кривизны, с
цилиндрической (нулевой кривизны) оболочкой (в), с призматической складкой (г),
с волнистыми сводами (<)), с оболочкой, имеющей вертикальную ось вращения (е),
висячего типа с поверхностью однозначной (ж) и разнозначной (з) кривизны, а
также элементы гладкой (и) и ребристой (к) оболочки:
1—оболочка; 2—диафрагма; 5 бортовой элемент; 4—элемент складки; 5- опорное
кольцо; 6—волна свода; 7—затяжка; 8—ванты (канаты); 9—срединная поверхность
лярными кривыми, имеющими главные радиусы кривизны: макси-
мальный ртах = 1 /Гтах и МИНИМЭЛЬНЫЙ Pmin=Vrmin- ПрОИЗВеДСНИе
главных кривизн называют гауссовой кривизной p = pmaxpmin-
Если соотношение радиуса кривизны rmin к толщине t оболочки
больше 20, то такие оболочки называют тонкостенными обо-
лочками. Оболочка, ограниченная лишь двумя поверхностями,
является замкнутой. Незамкнутая оболочка имеет окаймляющий
опорный контур в виде диафрагм, бортовых элементов и опорных
колец (рис. 6.1).
Благодаря пространственной работе оболочки под нагрузкой,
хорошо используются прочностные свойства материалов, поэтому
пролеты зданий и сооружений, таких, как ангары, рынки,
спортивные и концертные залы, выставочные павильоны, склады и
т. п., могут превышать 100 м. Поскольку при этом уменьшается
165
расход материалов, пространственные конструкции весьма часто
оказываются рациональными и экономичными. Основным не-
достатком оболочек является большая трудоемкость, возникаю-
щая при изготовлении и возведении конструкций.
К прямоугольным в плане оболочкам и складкам относятся:
оболочки двоякой положительной гауссовой кривизны (рис. 6.1, а),
которые характеризуются тем, что центры кривизн дуг всех
нормальных сечений, проведенных через любую точку срединной
поверхности, лежат по одну ее сторону, чему соответствует
кривизна р > 0;
оболочки отрицательной гауссовой кривизны (рис. 6.1, б), в
которых эти центры расположены с обеих сторон срединной
поверхности, чему соответствует кривизна р<0;
цилиндрические оболочки (рис. 6.1, в) и своды, в которых один из
главных радиусов равен бесконечности, а поскольку кривизна
р = 0, то их называют пространственными конструкциями нулевой
гауссовой кривизны;
призматические складки (рис. 6.1, г), в которых кривизна сре-
динной поверхности сосредоточена в местах сопряжения граней,
тогда как в остальных точках она равна нулю;
волнистые своды (рис. 6.1,д), к которым относятся многовол-
новые и многоскладчатые покрытия в виде сводов и складок с
небольшими размерами волны по сравнению с длиной пролета.
Оболочки двоякой гауссовой кривизны по контуру опирают на
диафрагмы. Цилиндрические оболочки и складки, а также вол-
нистые своды по очертанию волны опирают на поперечные
диафрагмы. Их выполняют в виде ферм, арок или брусьев с
изогнутой верхней полкой. Прямолинейный контур цилиндриче-
ских оболочек и складок опирают на бортовой элемент — балку.
Для обеспечения надежной работы пространственных конструкций
диафрагмы и бортовые элементы должны быть достаточно
жесткими в своей плоскости.
Из криволинейных в плане оболочек наиболее распространен-
ными являются оболочки вращения или купола (рис. 6.1, е).
В куполах тонкостенная оболочка опирается на опорное кольцо.
Висячие покрытия имеют поверхность однозначной (рис. 6.1, ж)
или разнозначной (рис. 6.1, з) кривизны. Они состоят из одиночной
или двойной системы вант и имеют любое очертание в плане,
однако чаще всего опорный контур бывает прямоугольной,
круглой и овальной форм.
Составные оболочки образуют единую несущую конструк-
цию, выполняющую функцию крыши и опор здания (рис. 6.2).
Конструктивные схемы составных оболочек состоят из цент-
ральных и радиальных элементов. Центральный элемент пред-
ставляет собой оболочку положительной гауссовой кривизны, а
боковые элементы—оболочки любой формы, в том числе
произвольной.
166
Рис. 6.2. Примеры составных оболочек:
а—полигональная оболочка; 6—купольно-складчатая оболочка с галереей по контуру;
в—купольно-складчатое покрытие с центральной оболочкой положительной гауссовой
кривизны; г—покрытие на квадратном плане с боковыми оболочками положительной или
отрицательной гауссовой кривизны
Тип пространственных конструкций обосновывается с учетом
технико-экономических показателей и архитектурной выразитель-
ности зданий. В строительстве обычно применяют пологие тонкие
оболочки. Оболочка является пологой, если угол между плос-
костью ее основания и плоскостью, касательной к ее срединной
поверхности, во всех точках не превышает 18°. Прямоугольные в
плане оболочки являются пологими, если наибольшая стрела
аг 1
подъема J не превышает - меньшей стороны основания.
Общие принципы конструирования и возведения пространствен-
ных конструкций. По способу возведения пространственные тонко-
стенные железобетонные конструкции подразделяют на монолит-
ные, сборные и сборно-монолитные.
Монолитные оболочки в СССР применяют с 1925 г. Их
возводят в проектном положении или изготовляют на нулевой
отметке с последующим подъемом. Оболочки бетонируют путем
применения передвижной или переставной многократно используе-
мой опалубки. Для бетонирования небольших оболочек целесооб-
разно применять безопалубочный метод формования с нанесением
на сетке подготовительного стеклоцементного слоя. Такие оболоч-
ки рекомендуют бетонировать на полу с последующим подъемом
в проектное положение.
Монолитные оболочки возводят также с помощью пневмоопа-
лубки, надуваемой вместе со свежеуложенной на них бетонной
смесью, арматурными сетками, теплоизоляцией и облицовкой.
Пневмоопалубкой придают требуемую форму пространственной
конструкции.
Монолитные оболочки выполняют, как правило, гладкими.
Минимальная толщина оболочки 50 мм. Если главные растяги-
вающие напряжения бетона более 2Rbt, где Rbt—сопротивление
бетона осевому растяжению, то рекомендуется в этих местах
повышать жесткость оболочки путем ее утолщения.
167
Сборные и сборно-монолитные оболочки целесообразно приме-
нять в массовом строительстве, а также при возведении висячих
покрытий. Сборность элементов позволяет повышать качество
конструкций и снижать трудозатраты при возведении оболочек.
Однако в сборных покрытиях требуется обеспечить простоту
монтажных стыков и большую производительность труда. Поэто-
му сборные элементы должны быть максимально однотипными,
простой конфигурации и транспортабельными. По экономическим
соображениям, а также с целью повышения устойчивости при
изготовлении и монтаже сборные элементы изготовляют ребрис-
тыми. При этом толщина плит должна быть не менее 30 мм, а
ширина ребер — не менее 40 мм.
Оболочки и другие элементы пространственных конструкций
возводят из монолитного тяжелого бетона класса не ниже В15 и
легкого — не ниже В12,5. Сборные элементы изготовляют из
бетона класса не ниже В20. Если применяют напрягаемую
арматуру, то бетон сборных элементов должен быть не менее
класса ВЗО, а монолитных — не менее В20.
Оболочки армируют сварными сетками из арматуры класса
Вр-I или А-Ш. Рабочая арматура воспринимает напряжения,
вызываемые главными растягивающими усилиями и изгибающи-
ми моментами. Конструктивную арматуру диаметром 5...8 мм и
площадью сечения не менее 0,2% площади бетона ставят с шагом
стержней 200...250 мм. При толщине оболочки более 70...80 мм
применяют двойные арматурные сетки. В местах действия
сосредоточенных нагрузок поверх основной арматуры укладывают
дополнительные сетки. В ребрах сборных элементов ставят
плоские каркасы.
Стыки сборных элементов оболочки тщательно заполняют
бетоном. С этой целью ширину шва назначают не менее 30 мм,
если толщина стыкуемых элементов не превышает 100 мм, и не
менее 50 мм в других случаях.
Если через стыки сборных элементов передают сжимающие
усилия, то выпуски арматурных стержней соединяют внахлестку.
При наличии в стыках растягивающих или сдвигающих усилий
выпуски арматуры соединяют сваркой. Арматура элементов
может быть соединена также с помощью закладных деталей,
которые при монтаже оболочки соединяют между собой сварными
накладками. Большие сдвигающие усилия в стыках передают с
одного сборного элемента на другой через бетонные шпонки,
создаваемые бетоном замоноличивания.
Большие пространственные конструкции целесообразно подвер-
гать предварительному напряжению. Напрягаемая арматура поз-
воляет эффективно использовать высокопрочную сталь, уменьшать
массу конструкции, повышать жесткость и трещиностойкость
покрытия, а также служит средством сопряжения сборных
элементов.
168
Напрягаемую арматуру располагают в растянутых зонах
оболочек и в растянутых элементах (опорные кольца куполов,
затяжки диафрагм и т. п.). Допускается размещение напрягаемой
арматуры в открытых сверху лотках, а также в швах между
сборными элементами. В местах наличия напрягаемой арматуры
требуется предусмотреть ребра и утолщения, способные восприни-
мать сосредоточенные силы предварительного обжатия.
6.2 Особенности расчета
тонких оболочек
Принцип расчета тонких оболочек. Классическая тео-
рия расчета оболочек основана на двух гипотезах: линейный
элемент, нормальный к срединной поверхности оболочки, остается
прямым и нормальным к данной поверхности после деформации
конструкции; напряжения на площадках, параллельных срединной
поверхности, не учитываются.
Применение данных гипотез приводит к расчетным дифферен-
циальным уравнениям высокого порядка относительно неизвест-
ных функций. Уравнения получают в частных производных по
двум переменным координатам точек срединной поверхности.
Поскольку расчет является сложным, принимают дополнительные
допущения. Например, оболочки положительной гауссовой кри-
визны рассчитывают по безмоментной теории, при расчете
пологих оболочек криволинейные координаты точек срединной
поверхности заменяют прямолинейными координатами проекций
этих точек на плоскость основания и т. д.
Теоретические и экспериментальные исследования свидетельст-
вуют, что железобетонные пространственные конструкции могут
работать под нагрузкой в упругом и упругопластическом состоя-
ниях, а также в стадии предельного равновесия, связанном с
развитием трещин в бетоне и пластических деформаций в
растянутой арматуре.
В общем случае в нормальных сечениях оболочек возникают
нормальные силы Nx и Ny, сдвигающие силы Qxy и Qyx,
изгибающие моменты Мх и Му, поперечные силы Qx и Qy, а также
крутящие моменты Тх и Ту. Все эти усилия относятся к единице
длины сечения (рис. 6.3, а, б).
Расчет оболочек начинают с составления статических урав-
нений, т. е. уравнений равновесия. К ним добавляют геометриче-
ские уравнения, связывающие линейные и угловые деформации, а
также кривизны срединной поверхности оболочек с их перемеще-
ниями. Связь между статическими и геометрическими уравнения-
ми выражают физическими уравнениями, которые являются обоб-
щенным законом Гука для объемного напряженного состояния
материалов. Наличие трещин в бетоне оценивают системой
физических уравнений, основанных на теории Н. И. Карпенко.
169
Рис. 6.3. К анализу усилий, действующих в тонких оболочках
Статический расчет тонкостенных пространственных конструкций
с учетом физической и геометрической нелинейности оболочки
является сложным, поэтому такой расчет оболочек производят с
использованием численного моделирования на ЭВМ путем реали-
зации метода конечных элементов и других численных методов.
Расчет оболочки по безмоментной теории. Тонкостенные оболоч-
ки имеют малую жесткость на изгиб по сравнению с их
жесткостью против действия нормальных и сдвигающих усилий,
поэтому в большой области оболочки имеет место безмоментное
напряженное состояние. Изгибающие и крутящие моменты оказы-
вают ощутимое влияние на напряженное состояние оболочек лишь
в тех зонах, где происходит заметное искривление их срединной
поверхности. Такими зонами являются места примыкания оболоч-
ки к контурным элементам, резкого изменения кривизны ее
поверхности и приложения местных нагрузок.
При изгибающих моментах МХ = МУ=О и крутящих моментах
Тх=Ту=0 статический расчет оболочек значительно упрощается.
Неизвестные усилия Nx, Ny и Qxy = Qyx могут быть вычислены в
виде бесконечных рядов. В расчетах вводят функцию напряжений
Ф (х, у). Она связана с внутренними усилиями оболочки зави-
симостями
Мх = 82Ф!8х2, (6.1)
Л^ = д2Ф/ау2, (6.2)
аху = 8Ф/(8х8у). (6.3)
Тогда безмоментное напряженное состояние оболочек описывают
уравнением равновесия на вертикальную ось внешней нагрузки р и
внутренних усилий по (6.1)...(6.3). Данное уравнение имеет вид
рх82Ф/ду2 + руд2Ф/дх2 — 2рхуд2Ф/(дхду) +р = 0, (6.4)
где
px = 82z/8x2; (6.5)
py = 82z/8y2 (6.6)
170
— кривизны срединной поверхности оболочки в направлении осей
X и у,
pxy = d2z/(dxdy) (6.7)
— кривизна кручения поверхности.
Прогиб срединной поверхности оболочки w в зонах местного
изгиба зависит только от одной координаты х или у, поэтому
безмоментное напряженное состояние оболочки может быть
описано приближенным выражением
pxNx+pyNy + 2pxyQXy-Dd4'w/dx4-+p = 0. (6.8)
Здесь цилиндрическая жесткость оболочки при изгибе
D = Ebt3/\2, (6.9)
где t — толщина оболочки.
Расчет изгибающих моментов оболочек, вызываемых краевым
эффектом. Оболочки могут быть оперты по всему контуру или по
углам. Несущая способность оболочки, опертой по всему контуру,
в несколько раз больше такой же оболочки, опертой по углам.
Вследствие закрепления краев оболочки к опорным диафрагмам,
контурные конструкции могут воспринимать в своей плоскости
касательные усилия Qxy с оболочки (см. рис. 6.5). Однако
закрепление оболочки является причиной возникновения так
называемого краевого эффекта, т. е. изгиба тонкостенной оболоч-
ки в контурных зонах конструкции.
На контуре оболочки, перпендикулярном оси х, кривизны
срединной поверхности составляют рх = 0, pAV = 0 и ру= \/гу. Здесь
нормальные усилия Nx = 0 и
Ny = EbAEy = Ebt(dv/dy-w/ry)& — Ebtw/ry. (6.10)
Поэтому выражение (6.8) принимает вид
№/4)d*w/dx4w=pr2/(Ebt). (6.11)
С учетом начала координат на диафрагме покрытия решение
уравнения (6.11) имеет вид
Мх = С1е~9 cos (р + С2<?_ф sin ср, (6-12)
где Ct и С2 — постоянные интегрирования; (р = Х1Дх, где хг—рас-
стояние точки оболочки от диафрагмы;
sx = 0,26y/iyt или sy~Q,26y/r\t (6.13)
— упругие характеристики оболочки толщиной t.
В сборных пространственных конструкциях имеет место шар-
нирное опирание оболочки (рис. 6.4, а). Тогда по (6.12) изгибаю-
щие моменты
Mx = 0,29pryte “ф sin ср, (6-14)
My = 0,29prxte~^ sin ср. (6.15)
171
Рис. 6.4. Эпюры изгибающих моментов оболочек, вызываемых краевым эффектом
при шарнирном (о) и жестком (б) их соединении с опорной диафрагмой
При жестком соединении оболочки с опорной конструкцией
(рис. 6.4,6) изгибающие моменты Мх или Му составляют
Л/ = 0,5/л2с <f’(sin(p —cos(p), (6.16)
где характеристика s по (6.13).
Вид эпюр моментов Мх или Му и максимальные их значения
показаны на рис. 6.4, а и б.
Расчет устойчивости оболочек переноса и вращения. Из-за роста
деформаций пространственных конструкций во времени, обуслов-
ленного ползучестью бетона, критические нагрузки оболочек
оказываются при длительном нагружении значительно более
низкими, чем при кратковременных испытаниях.
Влияние ползучести бетона на устойчивость оболочек мо-
жет учитываться путем снижения начального модуля упругости
Еь ДО
£w = 0,33£A или £w = 0,22£a (6.17)
при относительной влажности окружающей среды выше или ниже
40%.
Если оболочка является ребристой (рис. 6.1, к), то в расчетах
вводят фиктивную толщину
tf = J{2I!A (6.18)
и фиктивный начальный модуль упругости бетона
Ebf = EbAI{ctf), (6.19)
где А — площадь сечения, образованного одним ребром вместе с
примыкающими частями тела оболочки шириной с, где с — шаг
ребра; /—момент инерции того же сечения.
Во избежание образования местного выпучивания плиты между
ребрами, расстояние между ними не должно превышать значения
7y/tr, где г — меньший радиус кривизны оболочки.
Устойчивость сферических оболочек обеспечивается при тол-
щине
(6.20)
172
Рис. 6.5. Расчетные схемы балочной диафрагмы (о) и диафрагмы-фер-
мы (б)
где р — интенсивность расчетной нагрузки. Кроме того, полная
расчетная нагрузка на купол не должна быть больше, чем
£=1,25£ы?2. (6.21)
Устойчивость длинных цилиндрических оболочек обеспечена,
если нормальные сжимающие напряжения c>x = Nx/t и касательные
напряжения txy = Qxyi't, определенные по упругому расчету, не
превосходят значений соответственно
ст„ = 0,25<£ы/г, и Tfr = 0,3£w (г/г)3/2, (6.22)
а при сочетаниях <7* и тЯ}. соблюдается условие
Ъх/<5сг+ ^Ху/хсгу < 1. (6.23)
Для коротких цилиндрических оболочек должно соблюдаться
условие
(6.24)
где Ц—пролет складки.
Расчет диафрагм пространственных конструкций. Диафрагмы
рассчитывают на вертикальную нагрузку от их собственного веса
и сдвигающие усилия Qxy, передающиеся с оболочки и действую-
щие на уровне срединной поверхности (рис. 6.5). Очевидно, что
сумма проекций всех сдвигающих усилий на вертикальную ось
равна опорной реакции оболочки, рассчитанной как плита,
опертая по всему контуру.
В расчетах диафрагм учитывают местные изгибающие мо-
менты
М loc Qxy^Oi (6.25)
возникающие из-за внецентренного приложения усилий Qxy отно-
сительно оси балки (рис. 6.5, а) или верхнего пояса фермы
(рис. 6.5,6).
В контурных брусах, опертых на ряды колонн, изгибающие
моменты определяют как для неразрезной балки. Так как в
сечениях действуют растягивающие усилия Qxy, то они рассчиты-
ваются как внецентренно растянутые элементы.
173
6.3 Покрытия с пологими оболочками
положительной гауссовой кривизны
Конструктивные решения пологих оболочек дво-
якой положительной гауссовой кривизны. Такие оболочки яв-
ляются экономичными по расходу материалов. Их размеры
в плане составляют 18...36 м для промышленных зданий и
достигают 100 м для общественных зданий. Толщина глад-
ких монолитных оболочек изменяется от 60 мм в центре до
120...200 мм вблизи опорного контура и до 200...500 мм в угловых
зонах.
В СССР оболочки двоякой положительной гауссовой кривизны,
как правило, возводят из сборных плоских или цилиндрических
ребристых плит. Наиболее распространены плоские плиты разме-
рами в плане 3x3, 3x6, 1,5x6 м (рис. 6.6,б). Ребра плит
армируют одинарными каркасами, а полки — одинарными сетка-
ми. По внешним боковым граням ребер сборных плит устраивают
пазы, позволяющие образовать шпонки после замоноличивания
швов. Шпонки воспринимают сдвигающие усилия.
Рациональным вариантом членения сборной оболочки является
покрытие, конструктивное решение которого приводится на
рис. 6.6, в. Монолитная приконтурная часть оболочки также
содержит ребра. Таким образом в оболочке создан единый
железобетонный меридиально-кольцевой каркас, соединенный с
контурными диафрагмами.
В оболочках линии главных кривизн срединной поверхности
параллельны сторонам контура (рис. 6.6, а). При этом срединная
поверхность оболочки может иметь очертание эллиптического
параболоида и описываться уравнением
z=/(x, y)=fax2/a2+fby2/b2. (6.26)
Сферическая поверхность оболочки описывается также уравнением
Рис. 6.6. К описанию поверхности пологих оболочек положительной гауссовой
кривизны (а) и ее членение на сборные элементы (б, в):
1—сборная плоская плита; 2—то же, криволинейная; 3—диафрагма-ферма; 4— колонна;
5 — угловая монолитная зона; 6 — наклонная арматура
174
z=rx + ry-( jrl-x1 + -Jr2-y2\
(6.27)
где радиусы кривизны
G = 0,5(«2+./a2)//a и г, = 0,5(^2+Л2)/Л- (6-28)
Поскольку поверхности, описываемые уравнениями (6.*2б) и
(6.27), мало отличаются между собой, то для сборных оболочек
применяют сферическую форму поверхности, кривизны которой
являются постоянными. Поэтому нетрудно унифицировать сбор-
ные плиты такой оболочки.
Для пологих оболочек двоякой положительной гауссовой
кривизны применяют также тороидальную поверхность, уравне-
ние которой имеет вид
х2 +у2+ z2-2r2(z+rx-ry)= -2(ry~-zx)y/y2+ (z~ry)2. (6.29)
Оболочки могут быть одноволновыми и многоволновыми.
Последние используют для покрытий больших производственных
и складских зданий. Неразрезные оболочки возводят с целью
повышения жесткости и устойчивости пространственных конст-
рукций.
По контуру оболочки опирают на диафрагмы, представляющие
собой фермы, арки или брусья на сравнительно часто расположен-
ных колоннах. В многоволновых оболочках диафрагмы являются
общими для конструкций соседних ячеек зданий. Они спариваются
лишь в зоне температурных швов зданий.
Сварные сетки оболочки изготовляют из арматуры класса
А-Ш. В углах оболочек укладывают наклонную арматуру для
восприятия главных растягивающих усилий. Ее располагают либо
по верху сборных плит, либо в крестообразных ребрах. Данную
арматуру рекомендуют подвергать предварительному натяжению.
Арматуру класса A-IV натягивают электротермическим способом.
Для больших оболочек применяют канатную наклонную армату-
ру, которую натягивают механическим способом.
Упрощенный расчет оболочки двоякой положительной гауссовой
кривизны. При расчете оболочки рассматривают срединную
поверхность эллиптического параболоида, для которой получают
более простые выражения.
Железобетонные стены, балки и фермы являются контурными
конструкциями, которые практически не деформируются вдоль
сторон опорного контура оболочки. Однако они обладают малой .
жесткостью из своей плоскости. Поэтому в оболочке на контуре
нормальные усилия Nx(x=a) = NXb,^b) и Ny(y^bl = Ny(x=a} = d, а сдви-
гающие усилия Qxy^Q (рис. 6.7,а).
Если контур оболочки опирается непосредственно на ряды
колонн, то вдоль контура колонны практически не стесняют
перемещений оболочки. В данном случае в поперечном контуру
направлении нормальные усилия Nx(x=a) = 0 и Ny(y=b) = 0, тогда как
175
Рис. 6.7. Эпюры нормальных Nx, Ny, сдвигающих Qxy и главных N2 усилий в
пологих оболочках положительной гауссовой кривизны на квадратном плане с
недеформируемыми (а) и шарнирно подвижными (б) вдоль контура опорными
конструкциями
N1 +1,S5pr
вдоль опорного контура усилия A\. =0 и ^(я=о)^0 при
сдвигающих усилиях на контуре 2ху(х = а) = Qxy(y = b)~®-
Рассмотрим инженерный расчет оболочки, закрепленной на
недеформируемой вдоль конура опорной конструкции. В данном
случае функция напряжений пологой оболочки может быть
записана в виде полинома
Ф(х, у) = (С1 + С2х2 + С3у2)(х2~а2)(у2-Ь2). (6.30)
Тогда по (6.1)... (6.3) усилия оболочки
Nx = 2(x2 — a2)[C1 + C2x2 + C3(6y2 — b2)], 3
Ny = 2(y2 — b2)[C1 + C2(6x2 — a2) +С3у2], > (6.31)
Qxy= ~4ху [Ct + С2 (2х2 — а2) + С3(2у2-Ь2)~]. J
Здесь коэффициенты С,, С2 и С3 вычисляют методом Бубнова —
Галеркина или методом колокации. Для квадратной в плане
оболочки величины a = b\ ra~rb = r и pJ. = pr = p. Поэтому для такой
оболочки коэффициенты С1 = 0,292р/(ра2); С2 = С3 = 0,0592р/(ра2).
Главные усилия и углы их наклона к оси х определяют по
формулам
Nt,2 = 0,5 (Nx + Ny) ± JO,25(NX-Ny)2 + Q2y, (6.32)
tg2a=±2Qxy/(Nx-Ny). (6.33)
Эпюры усилий Nx, Ny, Qxy, и N2 приведены на рис. 6.7, a.
176
Вследствие краевого эффекта в приопорных зонах тонкостен-
ных оболочек возникают изгибающие моменты (рис. 6.5, в), поэто-
му в приконтурных зонах ставятся арматурные стержни, перпенди-
кулярные контуру и предназначенные для восприятия местных
изгибающих моментов Мх и Му по (6.14) и (6.15).
6.4 Покрытия с оболочками
отрицательной гауссовой кривизны
Покрытия на прямоугольном плане с оболочками
отрицательной гауссовой кривизны называют гипарами или
гиперболическими параболоидами. Их образуют путем переноса
образующей параболы, выпуклой вверх/вниз, по направляющей
параболе, выпуклой вниз/вверх, или путем скручивания прямо-
угольника и параллелограмма, края которых остаются прямыми.
Оболочки отрицательной гауссовой кривизны бывают двух
разновидностей.
В оболочках первой разновидности линии главных кривизн
срединной поверхности параллельны сторонам контура основания
(рис. 6.8,4?). Усилия в таких оболочках определяют по методам,
применяемым для расчета оболочек двоякой положительной
гауссовой кривизны. В оболочках нормальные усилия Nx являются
растягивающими и полностью должны быть восприняты армату-
рой, лучше напрягаемой. В оболочках второй разновидности линии
главных кривизн поверхности направлены вдоль диагоналей
основания (рис. 6.8,6). Срединная поверхность таких оболочек
описывается уравнением
z = xy//(aZ>). (6.34)
Кривизны поверхности рА = 0; рг = 0; рхг=/7(д6). Поэтому
уравнение равновесия (6.4) принимает вид
Рис. 6.8. Оболочки отрицательной гауссовой кривизны на прямоугольном плане,
когда линии главной кривизны срединной поверхности параллельны сторонам
контура основания (а) или направлены вдоль диагоналей основания (б)
177
[2f/(ab)] д2Ф/(дхду) — p = Q, (6.35)
где функция напряжений
Ф = хураЬ1(2/\ (6.36)
Тогда по (6.1) ...(6.3) нормальные усилия Nx=Ny=0, а сдвигающее
усилие
Qxy=-pab/(2f). (6.37)
Таким образом оболочка работает под нагрузкой в условиях
чистого изгиба.
Для гипаров на квадратном плане при а = Ь главные усилия
N^-N2=pa2/(2f) (6.38)
проходят вдоль линии главных кривизн. Главные растягивающие
усилия Ni должны быть полностью восприняты рабочей арма-
турой.
При конструировании гипаров следует обеспечить устойчивость
контурных конструкций под действием сдвигающих усилий Qxy с
оболочки путем устройства специальных упоров или диагональной
затяжки по линии действия усилий (рис. 6.8, б).
6.5 Покрытия с длинными
цилиндрическими оболочками и складками
Конструирование покрытий с длинными цилиндрически-
ми оболочками. Вид цилиндрических оболочек обуславливается
соотношением их пролета (расстояние между бортовыми
элементами) и длины волны 12 (расстояние между бортовыми
элементами) (рис. 6.9, а). При соотношении оболочки
являются длинными.
Поперечное сечение (волна) оболочки принимают круговым.
Бортовые элементы предназначены для повышения прочности и
жесткости поперечного сечения оболочки. Они существенно умень-
шают вертикальные и горизонтальные смещения краев оболочки.
Высота поперечного сечения оболочки h включает в себя высоту
волны f и бортовых элементов h2. Рекомендуют в проектах
принимать высоту волны /=(1/8...1/6) 12 и высоту бортовых
элементов hY = (1/30...1/20) /.
Под действием нагрузки длинные цилиндрические оболочки
работают подобно балкам с пролетом 12. В верхней части
поперечного сечения возникают сжимающие, а в нижней — растя-
гивающие напряжения. Поэтому примерно 80% рабочей растяну-
той арматуры помещают в бортовых элементах, в том числе
60...70% площадки сечения данной арматуры ставят в нижней зоне
бортовых элементов. При пролетах />18м для бортовых
элементов рекомендуют применять напрягаемую продольную
арматуру.
178
Рис. 6.9. Конструктивные решения покрытий с длинными цилиндрическими обо-
лочками из монолитного железобетона (а), сборных криволинейных ребристых
панелей (б) и сборной длиной призматической складки из гладких плит легкого
бетона (в):
1 — оболочка; 2— диафрагма; 3 — бортовой элемент; 4—сборная панель 3 х 12 м; 5 — сбор-
ная плита 3x3 или 3x6м; 6 — арматура для восприятия местных изгибающих моментов;
7—то же, главных растягивающих усилий; 8 — то же, моментов в многопролетных оболочках;
9—рабочая ненапрягаемая арматура бортового элемента; 10—то же, напрягаемая арматура
Диафрагмы воспринимают опорное давление оболочки и
передают его на колонны. В качестве диафрагм используют
сплошные балки, фермы и арки с затяжками. Диафрагмы могут
быть торцевыми и промежуточными, если покрытие является
многопролетным.
В местах примыкания оболочки к диафрагмам ставят дополни-
тельную рабочую арматуру. Ее укладывают перпендикулярно
диафрагме с целью восприятия местных изгибающих моментов
Мх и Му по (6.14) и (6.15), возникающих из-за краевого эффекта
оболочки. Здесь же действуют максимальные сдвигающие усилия
Qxy, а тем самым и главные растягивающие усилия
направленные под углом 45°, поэтому в оболочке ставят
наклонную рабочую арматуру (рис. 6.9, а).
Монолитные оболочки, как правило, возводят гладкими. Про-
межуточные поперечные ребра устраивают лишь в местах наличия
179
подвесных сосредоточенных грузов. Более правильно грузы подве-
шивать к бортовым элементам.
Сборные оболочки устраивают из криволинейных панелей с
продольными и поперечными ребрами (рис. 6.9,6). Оболочки
также могут быть смонтированы из небольших гладких плит,
изготовленных из легкого конструкционно-теплоизоляционного
бетона (рис. 6.9, в).
Монтаж оболочек является несложным при применении пред-
варительно напряженных бортовых элементов, арматура которых
натягивается на упоры до их бетонирования. Бортовые элементы
устанавливают в проектном положении и подпирают временными
монтажными упорами. По верху бортовых элементов укладывают
криволинейные панели размером в плане 3 x12 м, после чего
производят сварку выпусков арматуры и замоноличивание зазо-
ров. После затвердения бетона замоноличивания временные упоры
убирают и оболочка работает под нагрузкой как пространственная
конструкция.
Более экономичное решение пространственной конструкции
получают при натяжении арматуры бортовых элементов на бетон.
В данном случае сборные криволинейные панели размером в
плане 3x6м изготовляют совместно с фрагментом бортового
элемента. После сборки оболочки на специальных монтажных
лесах производят сварку выпусков арматуры, замоноличивают
швы и натягивают продольную арматуру бортовых элементов,
пропускаемую через каналы. Однако данный способ возведения
цилиндрических оболочек является более трудоемким, чем упомя-
нутый выше.
Инженерный метод расчета длинных цилиндрических оболочек.
Исследования свидетельствуют, что при действии симметричной
равномерно распределенной нагрузки расчет по прочности длин-
ных одноволновых и многоволновых цилиндрических оболочек
может быть выполнен раздельно в продольном (пролетном) и
поперечном (волновом) направлениях, если в пролете в оболочках
предусмотрено устройство трех или более поперечных ребер
высотой не менее 0,04/2. Для гладких оболочек такой расчетный
подход применим при соотношениях /j//2^3 для крайних и
/1//2>2 для средних волн пространственной конструкции.
Расчет по прочности оболочек в направлении пролета произво-
дят как балки криволинейного поперечного сечения (рис. 6.10, а).
Условие прочности получают из рассмотрения равенства внешних
сил и внутренних усилий относительно центра окружности
е
Мх^2 J Rbtr2 cos a da — RsAsc = 2Rbtr2 sin 0 — RsAsc. (6.39)
о
где Mx — изгибающий момент внешних сил; 0 — половина цент-
рального угла дуги сжатой зоны бетона, характеризующего
положение нейтральной оси сечения; Rs — расчетное сопротивление
180
Рис. 6.10. К расчету длинных цилиндрических оболочек в направлении пролета как
балки по стадии предельного равновесия (а) и в направлении волны как
пространственная полоса (б, в, г)
растянутой арматуры с учетом дополнительного коэффициента
условий работы 0,8.
Положение нейтральной оси определяют из условия равенства
нулю проекций всех действующих в сечении сил на горизонталь-
ную ось
е
2 j Rbtrda. = 2RbtrQ —RSAS. (6.40)
о
Если требуется определить площадь сечения растянутой арма-
туры, то совместно решают уравнения (6.39) и (6.40) и получают
sinO — cQ/r—Mx/(2Rbtr2) = G, (6.41)
Отсюда вычисляют угол 0, после чего из выражения (6.40)
определяют площадь сечения арматуры
As = 2RbtrQ/Rs. (6.42)
Максимальные сдвигающие усилия действуют в придиафраг-
менной зоне оболочки и составляют
QXy = ^Xyt = QXzSII, (6.43)
где Qxy— поперечная сила на опоре оболочки, вычисляемая как
для простой балки; 5 и I—геометрические характеристики сечения
относительно горизонтальной оси, проходящей через его центр.
Расчет по прочности оболочек в направлении волны на
поперечные изгибающие моменты и сдвигающие усилия произво-
181
дят из условия равновесия элементарной полосы, вырезанной по
длине оболочки (рис. 6.10, б). Полоса находится под действием
внешней временной вертикальной нагрузки, веса оболочки, а
также сдвигающих усилий Qxy и Qxy + &Qxy.
Приращение сдвигающих усилий
Лбху=(/’0тах + 61/О/(МГ+1 “Сортах), (6.44)
где Gy — погонная нагрузка вдоль бортового элемента; остальные
обозначения ясны из рис. 6.10, а.
Из рассмотрения равенства внешних сил и внутренних усилий
относительно срединной поверхности (рис. 6.10, в) вычисляется
изгибающий момент, действующий в направлении волны оболо-
чек, т. е.
му= X Абх^е, - ( X Gidi+pal/2 I. (6.45)
Вид эпюры изгибающих моментов Му в одноволновых оболочках
приведен на рис. 6.10, г.
Длинные складки. Складки отличаются от цилиндрических
оболочек тем, что в них криволинейная направляющая срединной
поверхности заменена ломанной прямой (рис. 6.11, а, б). Если
уменьшать длину этих прямых до минимума, то складка
превратится в оболочку.
Как и оболочки, складчатые конструкции бывают одно- и
многоволновыми, а также одно- и многопролетными. Сборные
складки состоят из плит, предварительно напряженных бортовых
элементов и решетчатых или сплошных диафрагм. По верхним
горизонтальным полкам складок могут укладываться сборные
плиты плоской крыши, а также размещаться зенитные фонари.
Расстояние между осями диафрагм или пролет складчатой
конструкции /1 = 12...30м, длина волны /2<12м, высота складки
А = (1/10... 1/7) lY. Складки пролетом больше 30 м экономически не
выгодны.
В продольном направлении складки рассчитывают аналогично
длительным оболочкам. Поперечное сечение приводится к тавро-
вой и двутавровой форме при толщине стенки
Z> = 2?/sina, (6.46)
где t — толщина стенки складки; а—угол наклона к горизонтали.
В поперечном направлении многоволновые складки рассчиты-
вают как многопролетные ломаные балочные плиты. При этом
отрицательные моменты в верхнем ребре умножают на поправоч-
ный коэффициент р = 0,7...2,5.
Для покрытия залов общественных зданий целесообразно
применять сборные крупноразмерные однопролетные длинные склад-
ки, обеспечивающие архитектурную выразительность интерьеров
(рис. 6.11, в, г). Такие складки могут иметь один или два консоль-
182
Рис. 6.11. Конструктивное решение покрытия с трапециевидными (а) и треугольны-
ми (б) многоволновыми складками из сборных длинных элементов, а также
сборной крупноразмерной железобетонной (в) и армоцементной (г) складки:
1 — плита; 2—бортовой элемент; 3 — опорная диафрагма; 4—промежуточная диафрагма
ных вылета. Пролет железобетонных складок не превышает 24 м,
а армоцементных — 18 м.
Для обеспечения устойчивости складок в стадиях изготовления,
транспортирования и монтажа, а также для восприятия усилий,
возникающих в поперечном направлении при действии эксплуата-
ционных нагрузок, кроме опорных диафрагм ставят промежуточ-
ные. Расстояние между промежуточными диафрагмами составляет
3... 6 м.
Сборные складки изготовляют из тяжелого бетона класса не
ниже ВЗО. Для армоцементных складок применяют бетон класса
не ниже В20. Сборные предварительно напряженные складки
армируют канатной арматурой классов К-7 и К-19. Канаты
помещают только в ребрах армоцементных складок.
Поперечное армирование складок, как правило, выполняют
неразрезными сетками с их перегибом по линии примыкания
граней. В стенках армоцементных складок должно располагаться
не менее двух тонких тканых или сварных сеток симметрично
относительно срединной поверхности. Если арматура является
конструктивной, то стенки армируют одной сеткой в средней
части сечения.
Расчет предварительно напряженных длинных складок реко-
мендуется производить по методу совмещения предельных состоя-
183
ний, позволяющего прямым расчетом получать рациональную их
высоту и площадь сечения напрягаемой арматуры.
6.6 Покрытия с короткими
цилиндрическими оболочками и складками
Короткие цилиндрические оболочки и складки. Ци-
линдрические оболочки и складки называют короткими, если
отношение их размеров в плане /1//2<1 при /!=6...12м, /2 =
= 12...30 м и
Оболочки возводят из монолитного железобетона (рис. 6.12, а)
с помощью индустриальных лесов и унифицированной опалубки.
Сборные оболочки (рис. 6.12,6) монтируют при тщательной
сварке выпусков арматуры и устройстве шпонок путем замоноли-
чивания швов между соседними гладкими или ребристыми
плитами покрытия.
Наиболее часто встречаются в практике строительства ко-
роткие оболочки с размерами в плане /1//2^0,5. Такие обо-
Рис. 6.12. Конструктивное решение покрытия с монолитными (а) и сборными (б)
короткими цилиндрическими оболочками, а также расчетная схема диафрагмы (в):
/ — цилиндрическая плита; 2- диафрагма; 3 - бортовой элемент; 4—сборная панель;
5 — основная рабочая арматура; 6 — арматура над промежуточными диафрагмами; 7—допол-
нительная конструктивная сетка над промежуточной диафрагмой; 3 - то же, вблизи бортового
элемента
184
лочки рассчитывают упрощенным методом, позволяющим раз-
дельно вычислять усилия в плитах, бортовых элементах и
диафрагмах.
Плиту рассчитывают как однопролетную балку криволинейно-
го сечения пролетом 1Г и шириной /2, опирающуюся на диафраг-
мы. Так как в середине пролета изгибающий момент M=^/2/i/8 и
средняя величина плеча внутренней пары усилий z«O,55/z =
= 0,55 (/+/zi), то растягивающее усилие в арматуре
М = RSAS = M/z =р12Ц / [4,4 (/+ h!)], (6.47)
где р—расчетная нагрузка на 1 м2 горизонтальной проекции
оболочки с учетом веса бортовых элементов высотой hr.
Согласно (6.47) площадь сечения продольной арматуры в
бортовых элементах одноволновой оболочки составляет
As=pl2ll/[4A(f+h^Rs]. (6.48)
В многопролетных оболочках площадь сечения армату-
ры в бортовых элементах средних пролетов уменьшают вдвое,
а в крайних пролетах — на 30%. При этом для обеспечения не-
разрезности оболочек в плитах над промежуточными диа-
фрагмами укладывают дополнительную рабочую арматуру
(сетка 7 на рис. 6.12). Кроме того, вблизи бортовых элемен-
тов оболочку армируют дополнительными сетками (сетка 8 на
рис. 6.12).
В монолитных конструкциях диафрагму рассчитывают с уче-
том ее взаимодействия с плитами оболочки (рис. 6.12, в). В сечении
х по длине средней диафрагмы нормальное усилие в оболочке
Ах=4р/1гх(/2-х)//^. (6.49)
Для крайней диафрагмы данное усилие в два раза меньше.
Изгибающие моменты, поперечные и нормальные силы в диафраг-
мах определяют с учетом полной вертикальной нагрузки и усилий
Nx по (6.49), приложенных с эксцентриситетом ех (рис. 6.12, в).
Панели-оболочки типов КЖС и КСО. Крупноразмерные железо-
бетонные сводчатые панели КЖС (рис. 6.13, а) и крупнопанельная
складчатая оболочка КСО (рис. 6.13,6) относятся к сборным
предварительно напряженным коротким цилиндрическим оболоч-
кам. Панели имеют размеры в плане 3 х 12; 3 х 18 и 3 х 24 м. Если
их изготовляют на строительной площадке, то длина волны 12
достигает 36 м.
Панели изготовляют из бетона классов В25...В45. Диафрагмы
небольших панелей армируют напрягаемыми стержнями классов
A-IV и А-Шв. Диафрагмы панелей длиной /2^18м армируют
канатами класса К-7 или высокопрочной проволокой класса Вр-П.
Торцевые ребра (бортовые элементы) армируют сварными карка-
сами из стали класса А-Ш. Для армирования плиты оболочек
применяют сетки из арматуры класса Вр-1.
185
Рис. 6.13. Панели-оболочки типа КЖС (а) и типа КСО (б):
1—свод; 2—сплошная диафрагма; 3—бортовой элемент; 4—решетчатая диафрагма;
5 — продольная напрягаемая арматура
Конструктивное решение панелей-оболочек позволяет исполь-
зовать пространственную работу конструкции при исключительно
простой ее геометрической форме. Поскольку стрела подъема
панелей составляет /=(1/25... 1/22) h, покрытия являются очень
пологими. Средний угол наклона покрытия 7...9% при макси-
мальной величине у ендовы 14... 18%. Все это позволяет механизи-
ровать кровельные работы и организовать надежный отвод воды с
крыши.
Небольшая строительная высота панелей дает возможность
значительно снижать высоту стен здания. По сравнению с
сегментными фермами это снижение составляет 1...1,5 м по
продольным стенам и 2...2,5 м — по торцевым. Панели-оболочки
типов КЖС и КСО являются более экономичными, чем крупно-
размерные плоские плиты с двумя продольными ребрами.
Экономия бетона и стали составляет 25 ...30%. Следует отметить,
что их экономическая эффективность не снижается, если к панелям
крепят подвесные краны.
Расчет панелей оболочек производят как расчет цилиндриче-
ского свода, работающего под нафузкой совместно с диафрагма-
ми. Принимают, что вдоль оси X в своде действует лишь
продольное сжимающее усилие Nx, а поперек направляющей свода
действуют только изгибающие моменты Му и поперечные силы
Syz.
Максимальное значение поперечного момента
My,max=p/f/10. (6.50)
Поэтому площадь сечения рабочей арматуры верхней сетки
Asy = My,m^l(Rszf)=plH^,5Rstf)^Q,QQ3A, (6.51)
186
где А—полная площадь поперечного сечения оболочки с продоль-
ными ребрами. Площадь сечения конструктивной арматуры сетки
Asx^ 0,002/1 •
Площадь сечения напрягаемой арматуры двух продольных
ребер
Asp МX. max/(-^s^max), (6.52)
где MXjmax=p/i/2/S — максимальное значение изгибающего мо-
мента.
Так как напряжения в сжатом бетоне не должны превышать
60% расчетного сопротивления на осевое сжатие Rb, то толщина
оболочки
hf^RsAsp/(0,6^1,). (6.53)
Продольные ребра панели проверяют на поперечные силы
QXz = Q + M tg<pK (6.54)
где Q и М—соответственно поперечная сила и изгибающий
момент, определенные, как для простой балки; ф—угол наклона
верхней поверхности полки в рассматриваемом сечении.
6.7 Многоволновые своды-оболочки
и своды-складки
Сводами-оболочками называют распорные оболочки
двоякой кривизны, в которых пролет 1\ в четыре раза или более
превышает их ширину, т. е. длину волны 12. Если при этом
поперечное сечение конструкции представляет собой складку, то их
называют сводами-складками (рис. 6.14).
Как правило, своды-оболочки и своды-складки бывают мно-
говолновыми пространственными конструкциями. Их прогрес-
сивность обусловливается возможностью применения сборных
элементов машинного изготовления, простотой монтажа и неболь-
шим расходом материалов.
Стрела подъема свода колеблется в больших пределах и
составляет/j = (1/12... 1/2) 1У. Высота волны свода= (1/12... 1/7)
и /2 = (1/60... 1/40)
По своему характеру свод работает под нагрузкой как арка,
имеющая в поперечном направлении криволинейный или ломаный
профиль. Распор сводов воспринимается затяжками (рис. 6.14, а, б),
фундаментами (рис. 6.14, в, г) или контрфорсами. Шаг затяжек
обычно совпадает с шагом волны оболочки или должен быть
кратен ему. Распор сводов также может восприниматься затяжка-
ми, расположенными ниже уровня пола.
Очертание сводов, монтируемых из криволинейных элементов,
принимают по дуге окружности. При применении прямолинейных
элементов очертание сводов бывает как по дуге окружности, так и
по квадратной параболе, а также по другим кривым, близким к
187
Рис. 6.14. Покрытия из волнистых сводов с затяжками и сборными криволинейны-
ми (а) или прямолинейными (о) элементами, большепролетные своды без затяжек
(в) и своды, монтируемые из двух элементов (г):
1 — свод; 2—затяжка; 3 — опорная балка; 4— торцевое ребро; 5—железобетонный
элемент; 6 — армоцементный элемент
кривой давления от постоянной нагрузки. Если кривые сво-
да очерчены в продольном и поперечном направлениях
по окружности, то такие оболочки называют бачарными сво-
дами.
Для перекрытия складских зданий пролетом до 24 м каждая
волна свода может быть смонтирована из двух элементов,
стыкуемых в ключе свода (рис. 6.14, г). Между полуарками свода
может быть предусмотрена железобетонная рамка для крепления
зенитных фонарей.
Для зданий пролетом 18, 21 и 24 м со стрелой подъема
соответственно 9; 7,2 и 6 м целесообразно использовать армо-
цементные полуарки машинного изготовления. Армоцементная
панель-оболочка из бетона класса В25 размером 3 х 12,7 м
представляет собой ребристую конструкцию с гладкой наружной
поверхностью. Ее продольные ребра высотой 380 мм, поперечные
высотой 120 мм располагают с шагом 1 м. Оболочка армируется
одной тканой сеткой, расположенной в срединной поверхности,
ребра — плоскими сварными каркасами. По сравнению с железобе-
188
тонными, армоцементные трехшарнирные своды снижают расход
стали и бетона на 15...20%.
По торцевым краям сборные тонкостенные элементы сводов
усиливают армированными ребрами, позволяющими надежно
замоноличивать их стыки и обеспечивать устойчивость и проч-
ность сборных элементов при транспортировании и монтаже. При
ширине волны 1,5 м и толщине плиты t ^40 мм криволиней-
ные элементы могут быть изготовлены без торцевых ребер.
Крайние тонкостенные элементы свода опирают на фундамент
или замыкают на опорной балке. Вместо данной балки можно
усилить торцевое ребро крайнего элемента свода.
Многоволновые своды рассчитывают как плоские двухшарнир-
ные арки, имеющие криволинейное или складчатое очертание
поперечного сечения. Волнистые своды, собираемые из двух
полуарок, рассчитывают как трехшарнирные арки. При расчете
учитывают увеличение постоянной нагрузки, распределенной по
горизонтальной проекции свода. Дополнительная нагрузка, вызы-
ваемая уклоном покрытия, составляет
gj =g(l/cos tp-1), (6.55)
где g—постоянная нагрузка в ключе свода; ф — угол наклона
касательной к оси свода к горизонту в рассматриваемом сечении.
Прочность сборных элементов проверяют на внецентренное
сжатие. При этом в сводах из прямолинейных элементов
учитывают дополнительный изгибающий момент Ml=Ne-i_, где
et— максимальное расстояние между осями свода и отдельного
элемента.
6.8 Купольные покрытия
(оболочки вращения)
Конструирование куполов. Тонкостенные оболочки
вращения применяют для покрытий круглых в плане зданий и
сооружений диаметром до 100 м, например цирков, выставочных
залов, резервуаров и т. п. (рис. 6.15).
Купольные покрытия состоят из двух конструктивных элемен-
тов: оболочки и опорного кольца. Если требуется верхнее естествен-
ное освещение, то в куполе устраивают второе — фонарное кольцо.
По расходу материалов купола являются более экономичными,
чем другие оболочки.
Срединная поверхность оболочки вращения описывается урав-
нениями второго порядка. Форму очертания поверхности диктуют
архитектурные и технологические требования. Однако рациональная
ее форма получается при стреле подъема купола /=(1/5...1/3)D.
Чаще всего в строительстве применяют сферические оболочки,
образованные вращением дуги круга.
Монолитные купола имеют, как правило, гладкую оболочку
вращения (рис. 6.15, а). Ее толщина 50 мм и не менее г/600, где
189
Рис. 6.15. Конструкция монолитного (а) и сборного (6) купола:
/ — монолитная оболочка купола; 2—сборная плита купола; 3 — опорное кольцо;
4—фонарное кольцо; 5 — рабочая ненапрягаемая арматура; 6 — мощные канаты; 7—выступ
опорного кольца
г—радиус кривизны купола. Для оболочки кругового очертания
радиус
г = (П2 + 4/2)/(8/). (6.56)
Оболочка утолщается у места примыкания ее к опорному кольцу.
Оболочка монолитного купола, за исключением приопорных
зон, является сжатой, поэтому ее армируют конструктивно
одиночной сеткой. При толщине оболочки t 80 мм устанавлива-
ют двойную сетку. Вблизи опорного кольца оболочку утолщают.
Здесь ставят дополнительные сетки с рабочими стержнями в
меридиальном и кольцевом направлениях для восприятия растяги-
вающих напряжений.
В настоящее время в строительстве применяют в основном
куполы с сборными оболочками (рис. 6.15,6). Разрезка оболочки на
сборные элементы может быть радиальной (для небольших
куполов) или радиально-кольцевой. В обоих случаях сборные
элементы являются ребристыми. Контурные ребра позволяют
выполнять надежные сопряжения элементов между собой, а также
с опорным и фонарным кольцами. Сборные элементы оболочки
имеют трапециевидную форму в плане. При радиальной разрезке
оболочки элементы являются криволинейными, а при радиально-
кольцевой разрезке — как криволинейными, так и плоскими (чаще
всего).
Опорное кольцо, которое воспринимает распор оболочки, может
быть сборным или монолитным. В обоих случаях с целью
повышения трещиностойкости и жесткости оболочки кольцо
рекомендуют выполнять с напрягаемой арматурой. Интенсивность
190
Рис. 6.16. К расчету усилий в куполе по упругой стадии (а) и методу предельного
равновесия (б), схема расчета (в) и эпюры усилий (г):
1 — меридиональное сечение; 2—кольцевое сечение; 3—ось вращения; 4—тангенциальная
опора
предварительного обжатия опорного кольца следует подобрать из
расчета обеспечения безмоментного состояния оболочки при
действии максимальной эксплуатационной нагрузки.
Напрягаемая арматура опорного кольца анкеруется на его
выступах, расположенных по периметру в четырех, восьми и более
местах в зависимости от диаметра кольца (рис. 6.15).
Расчет куполов. В осесимметричной оболочке вращения можно
пренебречь кольцевыми изгибающими моментами М2. Поэтому
тонкостенная оболочка с непрерывным по контуру шарнирно
подвижным опиранием, совпадающим по направлению с касатель-
ной к оболочке, может быть рассчитана по безмоментной теории
(рис. 6.16, а).
Элемент оболочки, ограниченный двумя меридиональными и
двумя кольцевыми сечениями, находится под воздействием усилий
М2 и g12. При осесимметричной нагрузке усилие 2i2 = 0.
Согласно расчетной схеме, приведенной на рис. 6.16, в, из
условия равновесия сегмента купола можем записать
sin ф = Гф/ (2лгф), (6.57)
где N—меридиональное усилие, отнесенное к единице дли-
ны сечения; — нагрузка на сегмент купола, ограниченный
углом ф.
Из выражения (6.57) меридиональное усилие
191
sin ф). (6.58)
Тогда распор оболочки или горизонтальная проекция силы Nr
составляет
Н= Ny cos ф = Fp ctg <р/(2кгф). (6.59)
Для оболочки купола выражение (6.8) становится уравнением
Лапласа
Ni Ai + Аг =F<p, (6.60)
где гг—радиус кривизны оболочки по меридиональному сечению;
г2 — то же, по кольцевому; рф— составляющая нагрузки, нормаль-
ная к поверхности купола (рис. 6.16, а). Зная усилие Nt, из
выражения (6.60) определяют кольцевое усилие
N2 = (p<f,-Nl/r1)r2. (6.61)
Из выражения (6.58) видно, что в меридиональном направле-
нии оболочка вращения во всех точках испытывает сжатие. Так
как соотношение Ni/ri может быть как меньше, так и больше
составляющей нагрузки рф, то из условия (6.61) вытекает, что в
кольцевом направлении оболочка в верхней зоне испытывает
сжатие, а в нижней — растяжение (рис. 6.16, г).
Для сферических оболочек радиусы rl = r2 — r' и гф = г8Щф.
Поэтому для таких куполов усилия
N1 = FV/ (2лг sin2 ф), (6.62)
N2=Pvr-Ni, (6.63)
Я=Тф^ф/(2лт5т ф). (6.64)
В реальных конструкциях оболочка купола упруго закреплена в
опорном кольце, поэтому вблизи опорного контура в оболочке
возникают меридиональный изгибающий момент Mi и дополнитель-
ный радиальный распор Hi. Как видно из рис. 6.16, г, по мере
удаления от опорного кольца изгибающий момент уменьшается,
меняет знак и затухает.
Значения момента Му и усилия Hi определяют из условия
совместности деформаций оболочки и опорного кольца купола,
т. е. из совместного решения уравнений
{auMi + ai2Hi =Ою,
Aj/Wi +й22Я| =а20.
Здесь ац, о12 и о10 — взаимные углы поворота краев оболочки и
опорного кольца по линии их контакта от действия соответствен-
но Mi = i, Hi — \ и внешней нагрузки р; о12, п22 и о20 — взаимные
горизонтальные смещения краев от этих же воздействий. Для
сферических оболочек ац=з; oi2 = 0,5.v2 sinфтах; o22 = 0,5№sin2
Htz2O = 0,25/w4 [cos фтах+1/(1 - cos фтах)] sin фтах/г, где 5=0,76^/77—
(6.65)
192
упругая характеристика оболочки толщиной t по (6.13); г = гг =
= г2 — радиус кривизны оболочки.
Максимальный распор оболочки находится на уровне опорного
кольца и составляет
(6.66)
где составляющее усилие Н определяют по (6.59) или (6.64) при
замене угла ф на фтах.
Тогда растягивающее усилие N и изгибающий момент М в
опорном кольце от действия распора и оболочки составляют
соответственно
N=0,5HmMD и М = 0,5М1£), (6.67)
где D—диаметр купола.
При наличии фонарного кольца сжимающее усилие в нем
составляет
Na=faracos <ра, (6.68)
где fa — нагрузка на один погонный метр кольца; га — радиус
кольца; фа— угол распора для фонаря.
Если оболочка нагружена осесимметричной нагрузкой, равно-
мерно распределенной по ее горизонтальной проекции, а несущая
способность купола исчерпывается вследствие текучести растяну-
той арматуры, то его рекомендуют рассчитывать методом
предельного равновесия. В предельном состоянии схемой разруше-
ния учитывают сквозные меридиональные трещины, идущие от
опорного кольца до кольцевой линии излома (рис. 6.16, б).
6.9 Висячие покрытия
Пространственные тонкостенные конструкции висяче-
го типа применяют для покрытия стадионов, спортивных залов,
рынков и других большепролетных зданий.
Висячие покрытия состоят из основной конструкции — вантов
(гибких тросов), опорного контура прямоугольной, кольцевой,
овальной или другой формы в плане и оболочки ограждения,
состоящей из сборных железобетонных или армоцементных плит
(рис. 6.17). Плиты крепят к вантам с помощью выступов рабочей
арматуры (рис. 6.17, д) или специальных крюков.
Висячие покрытия являются пологими пространственными
конструкциями, так как стрела провеса в центре оболочки
составляет лишь 4... 10% основного размера здания в плане.
Если растягивающие усилия вантов могут быть восприняты
наружными оттяжками зданий, рамами зрительных трибун и т. п.,
то покрытия выполняют с поверхностью одинарной кривизны
193
7-258
Рис. 6.17. Конструктивное решение висячих покрытий зданий круглой («), оваль-
ной (б) и прямоугольной (в) формы в плане, покрытие с двойной системой вантов
(г), детали крепления плит к вантам (д) и сопряжения вантов (е):
/ — сборная плита; 2—провисающий вант; 3— опорный контур; 4— колонна; 5 — стаби-
лизирующий вант; 6 — рама; 7—бетон замоноличивания
(рис. 6.17, а). В зданиях круглой и овальной формы в плане, как
правило, принимают ортогональное расположение вантов. Их
растягивающие усилия в данном случае воспринимает жесткий
опорный контур (рис. 6.17, б, в).
Следует отметить, что для зданий, круглой в плане формы,
целесообразно применять радиальное расположение вантов. По
сравнению с покрытием, имеющим ортогональную систему
вантов, радиальное расположение вантов позволяет снижать
расход стали и бетона примерно на 30%.
Монтаж висячих покрытий является несложным. К другим
преимуществам таких покрытий относят возможность полного
использования несущей способности вантов, независимость плит
покрытия от пролета оболочки. Поэтому висячие покрытия
являются эффективными, а при пролетах более 100 м они
экономичнее любых других пространственных покрытий. Однако
таким покрытиям присуща большая деформативность.
Для обеспечения стабильности геометрической формы висячих
покрытий ванты подвергают предварительному натяжению сле-
дующими способами: ванты натягивают до замоноличивания
швов сборных плит с помощью подвесной монтажной пригрузки,
которая снимается после замоноличивания швов бетоном или
раствором и приобретением им передаточной прочности, а бе-
тон оболочки обжимается; ванты размещают в каналах и
натягивают домкратами после возведения оболочки; швы плит
покрытия замоноличивают бетоном на напрягающем цементе, при
гидратации которого оболочка подвергается предварительному
194
обжатию; применяют двухпоясную систему вант (рис. 6.17, г), в
которой нижние ванты являются несущими, а верхние — на-
прягающими.
Ванты небольших покрытий изготовляют из стержневой
горячекатаной арматуры классов А-Шв, A-IV и А-V. Большепро-
летные покрытия армируют стальными канатами и специальными
пучками из высокопрочной проволоки.
Опорный контур покрытия выполняют из сборного или
сборно-монолитного бетона класса не ниже ВЗО. Для повышения
его устойчивости сборные элементы имеют корытообразное
поперечное сечение. Ванты закрепляют в опорном контуре с
помощью специальных анкерных устройств, позволяющих регули-
ровать их длину во время монтажа покрытия и создания в нем
предварительных напряжений.
ГЛАВА Конструкции
инженерных
сооружений
7.1 Сооружения башенного типа
Общие сведения о башенных сооружениях. Башенные сооруже-
ния являются неотделимыми спутниками современных городов и
населенных местностей. Высотные сооружения доминируют над
окружающей их застройкой и оказывают существенное влияние на
архитектурный облик района, поэтому к конструктивно-архитек-
турному решению башенных сооружений предъявляют повышен-
ные требования.
К сооружениям башенного типа относятся радиотелевизионные
и водонапорные башни, дымовые трубы тепловых электростан-
ций и котельных, опоры линий электропередачи и т. д. Глав-
ным конструктивным элементом сооружений является железо-
бетонный ствол. В большинстве случаев ствол представляет собой
оболочку вращения цилиндрической, конической или ребристой
конфигурации. Его бетонируют в переставной или скользящей
опалубке, а также монтируют из сборных элементов кольцевого
сечения. На стволе крепят светофоры и молниеотвод. Если
лестницы отсутствуют внутри ствола, то башня сооружается с
наружной лестницей.
196
Высотные башенные сооружения армируют напрягаемой канат-
ной арматурой. Канаты помещают в каналах, которые после
натяжения арматуры инъецируют специальным раствором под
давлением. Если арматуру требуется подвергать дополнительному
натяжению в эксплуатационной стадии сооружения, то канаты
покрывают защитным слоем и оставляют открытыми в специаль-
ных пазах ствола. Через каждые 3...8 м канаты присоединяют к
стене специальными устройствами, обеспечивающими совместную
работу канатов с конструкцией ствола.
Особенности расчета ствола. Расчетная схема ствола сооруже-
ний башенного типа представляет собой стержень постоянного
или переменного по высоте поперечного сечения. Вследствие
действия скоростного напора ветра гибкий ствол подвергается
колебанию. Поэтому при периоде свободных колебаний сооруже-
ния 7^0,25 с ветровую нагрузку следует определять с учетом
динамического воздействия пульсации скоростного напора, вызы-
ваемой порывами ветра. Кроме того, для стволов с уклоном
наружной поверхности не более 1,2% производят поверочный
расчет на резонанс.
Период собственных колебаний конструкции определяют по
формуле
T^H^A^gB^, (JA)
где 5, — коэффициент, зависящий от формы ствола; Н—высота
ствола; Аг и Д1 = М/р1—соответственно площадь и изгибная
жесткость сечения 1—1 ствола (рис. 7.1); рт — средняя плотность
материала ствола; g—ускорение силы тяжести.
Ствол сооружений башенного типа рассчитывают по так
называемой деформируемой схеме. Так как под влиянием ветро-
вой нагрузки и других воздействий ствол прогибается и фундамент
поворачивается, то в сечениях ствола возникают дополнительные
изгибающие моменты от вертикальных нагрузок. Под воздейст-
вием солнечных лучей сторона ствола, обращенная к солнцу,
нагревается больше по сравнению с противоположной теневой
стороной. Поэтому ствол дополнительно прогибается в теневую
сторону.
Суммарное отклонение оси ствола от вертикали в z-й точке
составляет
/=/1+Л2+/з, (7.2)
где ft 1 — прогиб ствола от действия нагрузок;
/;2 = (zi + /z/)tgOss(zi+/z/)0 (7.3)
— прогиб ствола вследствие крена фундамента;
ft3 = f MF=! (z) dz/pt (z) (7.4)
0
197
Рис. 7.1. К расчету башенных сооружений:
1—фундамент; 2—С1вол; 3— обстройка
— прогиб от одностороннего
нагрева солнечными лучами,
где Mf=1 (z) — изгибающий
момент ствола от горизон-
тальной силы F~\, прило-
женной по направлению про-
гиба в z-й точке ствола;
р( (z) = а( • A t/Di — кривизна
ствола в г-й точке при раз-
ности температуры Аг в диа-
метрально противоположных
его сторонах.
Как видно из схемы, пред-
ставленной на рис. 7.1, в опас-
ном сечении 1—1 ствола дей-
ствует изгибающий момент
Mm^ = Mw + Mg = ^WiZi +
+1% (7-5)
где Mw— изгибающий момент от ветровой нагрузки; Мд— допол-
нительный момент, возникающий вследствие отклонения оси
ствола от вертикали.
Расчетом проверяют также устойчивость башенного сооруже-
ния против опрокидывания относительно фундаментной точки А
(рис. 7.1). Устойчивость сооружения является обеспеченной, если
соблюдается условие
х^/М^Х (7,•(«-/;•)/[£ ^(z,+Az)]>l,5, (7.6)
где Мг — удерживающий момент; М2— опрокидывающий момент.
При статическом расчете фундамента рекомендуют учитывать
совместную работу верхнего строения, фундамента и основания
(см. § 5.7).
Радиотелевизионные башни. Такие башни представляют собой
железобетонный ствол кольцевого сечения с внешней платформой
и металлической антеной. Внутри ствола находятся быстроходные
лифты, лестницы и разные коммуникации.
Внешняя платформа башни представляет собой кольцевую
плиту или пологую коническую оболочку вращения, жестко
защемленную внутренним контуром в стволе. На платформе
создают обстройку, в которой помещают технические службы,
рестораны и т. п. Поэтому радиотелевизионная башня представля-
ет собой комплексное высотное сооружение.
Внутри ствола в местах изменения его формы и толщины
стены, а также в зонах крепления внешней платформы устраивают
диафрагмы жесткости. По высоте ствола их располагают через
30...50 м. Для эффективного снижения температурных напряжений,
образующихся в зоне ствола у фундамента сооружения, внизу
ствол заменяют гибкими ногами (рис. 7.1).
198
Радиотелевизионные железобетонные башни высотой до 600 м
и толщиной стенок 500... 1000 мм внизу и 150...300 вверху возводят
из монолитного бетона класса не ниже В25. Рациональным
решением является применение смешанной (напрягаемой и не-
напрягаемой) арматуры. Высотные башни армируют напрягаемой
канатной арматурой. Башни небольшой и средней высоты
армируют ненапрягаемой продольной арматурой класса А-П.
Кольцевая арматура класса A-I воспринимает растягивающие
усилия, вызываемые в стволе температурным градиентом — при
различных температурах окружающей среды внутри и снаружи
башни.
Дымовые трубы. Трубы применяют для отвода газов от
котельных и промышленных агрегатов. Их возводят из тяжелого
обычного или тяжелого и легкого жаростойкого бетона. Дымовые
трубы небольшой высоты бывают также кирпичными. Все
дымовые трубы оборудуют наружной лестницей и светофорными
площадками.
Высоту и внутренний диаметр трубы вверху назначают исходя
из теплотехнических расчетов. Высота трубы колеблется от 20 до
500 м.
Обычный бетон и кирпичную кладку стен внутри трубы
покрывают футеровкой из шамотного или глиняного кирпича, а
также из мелких жаростойких бетонных блоков. Между футеров-
кой и стволом оставляют зазор толщиной 30...50 мм, который
может заполняться теплоизоляционным материалом из расчета,
что температура на внутренней поверхности бетона не превысит
200° С. На внутренней поверхности трубы из жаростойкого бетона
температура может достигать 700' С. Для предотвращения корро-
зии футеровки и бетона ствола по его внутренней поверхности
устраивают антикоррозионное покрытие.
Ствол сборных железобетонных труб высотой до 60 м имеет
цилиндрическую форму. Его монтируют из отдельных жаростой-
ких железобетонных царг высотой до 3...4 м, соединенных
напрягаемой или ненапрягаемой арматурой (рис. 7.2, а). Царги
диаметром до 3...3,5 м изготовляют на заводах из бетона класса
не ниже В25. Царги диаметром до 5...6 м изготовляют на
строительной площадке. Толщину стенки царг определяют с
учетом конструкций стыка продольной арматуры. Во всех случаях
она составляет не менее 150 мм.
Монтаж ствола трубы выполняют двумя способами: в верти-
кальном и горизонтальном положениях. Если ствол собирают в
вертикальном (проектном) положении, то царги соединяют болта-
ми и обжимают напрягаемой стержневой арматурой класса A-IV,
помещенной в каналах царг. Арматура натягивается на бетон с
помощью нарезных муфт, расположенных по высоте ствола. В
горизонтальном положении собирают трубы высотой до 40 м.
Царги соединяют напрягаемой канатной арматурой, укладывае-
f99
Рис. 7.2. Сборная предйарительно напря-
женная цилиндрическая труба из жа-
ростойких железобетонных царг (а) и
монолитная коническая труба из обыч-
ного бетона с футеровкой (б):
1 — фундамент; 2—ствол; 3 — отверстие
для борова; 4 — металлическая лестница; 5 —
светофорная площадка
мой в каналах на всю высоту
ствола. Подъем ствола и его
установку в рабочее положе-
ние выполняют с помощью
двух мачт или самоходного
стрелового крана.
Ствол монолитных же-
лезобетонных труб имеет ци-
линдрическую или коничес-
кую форму при минималь-
ном диаметре выходного от-
верстия 3,6 м. Цилиндричес-
кие трубы возводят в сколь-
зящей, а конические — в пере-
ставной инвентарной опалуб-
ке, позволяющей изменять
толщину стенки ствола и его
диаметр.
Минимальная толщина стен-
ки t = r2 — Г1 вверху монолит-
ного ствола зависит от его
внутреннего диаметра Dr.
При диаметрах Di^5m,
5м<й1<7м и Dr>l м при-
нимают толщину соответст-
венно не менее 160; 180 и
200 мм. Минимальный класс
обычного и жаростойкого бе-
тона— В15. Напрягаемую ар-
матуру класса A-VI и канаты
стыкуют по высоте трубы вна-
хлестку без сварки.
Ствол кирпичной трубы уси-
ливают кольцевой арматурой
или стяжными наружными
кольцами, если температура внутренней поверхности кладки
100° С и более.
Расчет дымовых труб выполняют на действие ветровой
нагрузки, веса трубы и температурного перепада, возникаю-
щего вследствие разности температур на внутренней и наруж-
ной поверхности бетона ствола. Расчет по прочности и тре-
щиностойкости ствола проводят для вертикальных и гори-
зонтальных сечений, расположенных не реже чем через 40 м
по высоте трубы. При этом учитывают три температур-
ных режима: кратковременный нагрев в зимний период; дли-
тельное действие повышенных технологических температур
в летний период и последующее действие зимней темпера-
200
Рис. 7.3. Типы водонапорных башен (а), контурные усилия в узле (б):
1—фундамент; 2—ствол; 3 — резервуар; 4—покрытие
туры; остывание до нормальной температуры после длитель-
ного нагрева бетона.
Толщину стенки ствола и площадь сечения вертикальной
арматуры определяют из расчета горизонтальных кольцевых
сечений, а площадь сечения кольцевой арматуры—из расчета
вертикальных сечений стенки ствола.
Температурный перепад вызывает изгиб стенки при нормаль-
ных напряжениях в вертикальных сечениях ствола. При этом
сжатая зона бетона находится с внутренней, а растянутая — с
наружной стороны стенки, поэтому кольцевую арматуру помеща-
ют как можно ближе к наружной стороне ствола.
Так как с увеличением толщины стенки ствола возрастают
усилия от температурного перепада, то несущую способность
трубы целесообразно повышать путем увеличения диаметра
трубы. В данном случае уменьшается гибкость ствола и снижается
расход арматурной стали и бетона.
Водонапорные башни. Назначение водонапорных башен — регу-
лировать напор воды в водопроводной системе при отсутствии
или бездействии насосных станций, а также обеспечивать водопот-
ребление, предохранять систему от гидравлических ударов и т. п.
Современные башни состоят из железобетонного фундамента и
ствола, а также железобетонного или металлического резервуара
(рис. 7.3). Основными параметрами водонапорных башен являют-
ся: объем резервуара (50, 100, 200, 300, 500, 800, 1200, 1500 и
2000 м3) и альтитуда проектного положения его дна (12, 18, 24, 30,
36 и 42 м).
Для обеспечения требуемой температуры воды, стены резервуа-
ра снаружи покрывают теплоизоляционным материалом либо
201
открытый резервуар помещают внутри специального строения —
шатра. При быстром водообмене температура воды в резервуаре
мало понижается даже при низких температурах внешней среды и
мало повышается в условиях жаркого климата, поэтому часто
возводят железобетонные резервуары без применения тепловой
изоляции и тем более шатрового ограждения.
Водонапорные башни могут иметь как один, так и несколько
резервуаров, в том случае, если требуется снабжение водой
различного качества по чистоте и температуре. По конструктивно-
му решению резервуар представляет собой монолитную оболочку
вращения цилиндрической, конической или более сложной формы.
В конструкцию резервуара входит также его опорное кольцо. Для
повышения трещиностойкости резервуаров опорные кольца под-
вергают предварительному обжатию с натяжением канатной
арматуры на бетон. Покрытие резервуара выполняют из сборных
элементов.
Стенки резервуаров толщиной 120... 150 мм выполняют из
гидротехнического бетона класса не ниже В20. Резервуары
бетонируют в проектном положении или чаще всего внизу ствола
с последующим подъемом с помощью системы домкратов.
Ствол водопроводных башен имеет форму цилиндрической или
конической оболочки вращения с толщиной стенок 120... 150 мм.
Монолитный ствол возводят из бетона класса не ниже В15,
армируют продольными стержнями классов А-Ш и А-П диа-
метром не менее 12 мм и кольцевой арматурой класса А-1
диаметром не менее 8 мм с шагом соответственно 200 и
250 мм.
Сборный ствол монтируют из царг высотой 2...3 м, изготов-
ленных из бетона класса не ниже В20. Царги армируют
конструктивной арматурой класса А-Ш. Ствол башен собирают в
вертикальном или горизонтальном положении с последующим
натяжением арматуры на бетон.
При расчете и конструировании элементов водонапорной
башни учитывают следующие сочетания нагрузок: все постоянные
нагрузки, ветровая и снеговая нагрузки и давление жидкости,
представляющие основное сочетание нагрузок при проверке
несущей способности резервуара и ствола; все постоянные
нагрузки и ветровая нагрузка при опорожненном резервуаре —
при проверке устойчивости башни против опрокидывания; все
постоянные и временные вертикальные нагрузки при проверке
несущей способности сжатого ствола.
Статический расчет железобетонного резервуара и ствола
сопряжен с большим объемом вычислений и поэтому его
выполняют на ЭВМ. При этом учитывают неупругие деформации
бетона.
Опоры линий электропередачи. Электрификация играет ведущую
роль в развитии всех отраслей народного хозяйства, поэтому для
202
строительства воздушных линий электропередачи следует приме-
нять технически прогрессивные долговечные опоры.
По напряжению передаваемой электроэнергии разделяют ли-
нии низкого (0,4 и 1 кВ), среднего (би 10 кВ) и высокого
(35... 1500 кВ) напряжения. По назначению опоры подразделяют
на промежуточные (рис. 7.4) и анкерные. Промежуточные опоры
на повороте линии называют угловыми. Промежуточные составля-
ют 80... 90% общего количества опор. Анкерные опоры, которые
обладают повышенной несущей способностью, устанавливают
через определенные расстояния.
Наиболее ответственными являются опоры линий электропере-
дачи высокого напряжения. Их возводят из предварительно
напряженных центрифугированных стоек, изготовленных из бетона
классов В40...В60. Как правило, стойки армируют смешанной
(напрягаемой и ненапрягаемой) стержневой арматурой класса A-V
(или канатами класса К-7), равномерно распределенной по длине
окружности кольцевого сечения. Поперечную (спиральную) арма-
туру выполняют из проволоки класса Вр-I диаметром 4...5 мм с
шагом 80...120 мм. Толщина стенки ствола составляет 50...80 мм.
Толщина защитного слоя бетона для арматуры должна быть не
менее 15 мм.
Высота опор зависит от их типа и назначения, диаметра и
допустимой стрелы провеса проводов, расстояния от проводов до
поверхности земли и климатических условий, способствующих
напору ветра и обледенению проводов.
Практика строительства показывает, что для линий напряже-
нием до 154 кВ включительно наиболее рациональными являются
свободно стоящие одностоечные опоры на стойках конической или
цилиндрической формы (рис. 7.4, а). Для линий напряжением 220 и
330 кВ рекомендуют одностоечные опоры на оттяжках. Для линий
напряжением не менее 500 кВ наиболее экономичным типом опор
является железобетонный портал с цилиндрическими стойками и
оттяжками (рис. 7.4, г).
Стойки опор без оттяжек заглубляют в грунт на глубину
примерно 3 м по принципу устройства буронабивных свай. При
закреплении стоек в нарушенном грунте на расстоянии примерно
0,5 м от поверхности земли устраивают горизонтальные железо-
бетонные брусы-ригели. Стойки портальной опоры шарнирно
соединяют со свайными или грибовидными фундаментами.
Основной нагрузкой промежуточных опор при нормальном
режиме работы проводов (при необорванных проводах и тросах)
является ветер, действующий перпендикулярно направлению
трассы на провода и элементы опоры. Угловые и анкерные опоры,
кроме того, получают нагрузку от натяжения проводов. При этом
стойки и траверсы опор без оттяжек работают на изгиб
(рис. 7.4,6). Стойки опор с оттяжками подвергаются осевому или
внецентренному сжатию.
203
Рис. 7.4. Промежуточные одностоечная (а, б, в) и портальная (?) опоры воздушных
линий электропередачи высокого напряжения:
/ — стойка; 2—траверса; 3~ гирлянда для изоляторов; 4 — стойка грозозащитного троса;
5— провод; 6 — оттяжка: 7—фундамент; 8 — стальной трос; 9—брус-ригель
Расчет усилий в элементах опор производят по деформируемой
схеме, в том числе с учетом поворота стоек в грунте. Считают,
что оттяжки могут воспринимать только растягивающие усилия.
Все стойки проверяют на нагрузки, возникающие при их транс-
портировании и монтаже.
Опоры линий высокого напряжения дополнительно рассчиты-
вают на аварийный режим работы проводов (при обрыве одного
провода или троса). При этом в стойках опор возникают
крутящие моменты Т=На и изгибающие моменты M=Hh
(рис. 7.4, в).
7.2 Резервуары
Общие сведения о резервуарах. Емкостные сооружения
предназначаются для хранения жидкостей, газа и нефти, поэтому
резервуары широко применяют в коммунальном хозяйстве горо-
дов, населенных мест и промышленных предприятий. В зависи-
мости от назначения резервуары бывают наземные, полуподземные
(частично заглублённые), подземные и подводные. Они могут быть
без покрытия, с плоским плавающим покрытием и с несущим
покрытием.
Для поддержания стационарного теплового режима внутри
полуподземного и подземного резервуаров покрытие утепляют
слоем грунта толщиной 1 м и утеплителем — керамзитом и т. п.
Не рекомендуют заглубление резервуаров ниже уровня грунтовых
вод, поскольку при этом усложняются строительные работы и
утяжеляется конструкция монолитного днища.
204
По технологии возведения резервуары делят на сборные,
монолитные и сборно-монолитные. Сборные конструкции позво-
ляют сократить расход бетона, ускорить строительные работы и
снижать стоимость резервуара. Стоимость железобетонных резер-
вуаров несколько больше, чем металлических. Однако с учетом
затрат на ремонтные работы экономически целесообразно ем-
костные сооружения возводить из железобетона. Наиболее вы-
годным, с точки зрения стоимости и эксплуатации больших
емкостных сооружений, являются предварительно напряженные
цилиндрические резервуары.
К резервуарам для хранения природного сжиженного газа и
большим резервуарам для нефти предъявляют повышенные
требования по безопасности при эксплуатации. С этой целью
вокруг резервуаров устраивают ограждающие стены из предвари-
тельно напряженного железобетона.
Под днищем резервуаров устраивают подготовительный слой
толщиной 100 мм из бетона класса В3,5 и цементной стяжки.
К стенам и днищу резервуаров предъявляют требования по
непроницаемости и коррозионностойкости. Последнее требование
имеет особую важность для резервуаров, предназначенных для
хранения нефтепродуктов. Непроницаемость резервуаров обеспе-
чивают путем применения специальных плотных бетонов, непро-
ницаемых стыков сборных элементов, в том числе из бетона на
расширяющемся цементе, созданием предварительных напряже-
ний, а также покрытия изнутри цементной штукатуркой, торкрет-
бетоном, керамическими и специальными плитками.
Для конструкций резервуаров применяют арматуру классов
А-Ш и Вр-I (в качестве конструктивной допускают арматуру
классов A-I и А-П). Предварительное обжатие элементов резер-
вуаров выполняют арматурой классов A-IV, A-V, Вр-П и К-7.
Усилия в стенах резервуаров определяют с учетом упругой
стадии напряженного состояния бетона, поскольку в них не
допускается образование трещин. При этом учитывают следующие
случаи нагружения резервуара: заполнен жидкостью, однако не
осыпан грунтом (случай испытания резервуара на непроницае-
мость); пустой, однако, обсыпан грунтом; заполнен, обсыпан
грунтом и подвергнут неравномерному нагреву или охлаждению,
например при хранении нефтепродуктов; на резервуар действуют
несимметричные горизонтальные нагрузки.
Днище резервуаров рассчитывают на напор грунтовых вод pw.
В остальных случаях арматуру ставят конструктивно. Однако во
всех случаях на участках, примыкающих к стене и фундаментным
блокам колонн, днище усиливают арматурой.
Незаполненный резервуар должен быть проверен на всплытие
из условия
0,9G> l,lApw, (7.7)
205
Рис. 7.5. Цилиндрический монолитный резервуар с безбалочным (а) и сборный
резервуар с балочным (б) покрытием, а также стеновая панель (в):
1— монолитная стена; 2—сборная стеновая панель; 3—колонна; 4— монолитное днище;
5—фундаментный блок; 6 — монолитное безбалочное покрытие; 7—сборная балка; 8 — сбор-
ная плита покрытия; 9 — бетонная подготовка; 10—битум; 11— выравнивающий слой
цементного раствора; 12 — напрягаемая арматура; 13—защитный слой из торкретбетона
где G — вес резервуара; А — площадь основания резервуара.
Цилиндрические резервуары. Их выполняют как из монолитно-
го железобетона, так и из сборных элементов (рис. 7.5). При
вместимости резервуаров 500 м3 и более бетон стен подвергают
предварительному обжатию. Сборные цилиндрические резервуары
экономичнее прямоугольных при относительно небольших ем-
костях, т. е. когда их объем не превышает 600 м3. Полезная
высота резервуаров 1,8; 3,6 и 5,4 м.
Безбалочное покрытие, которое позволяет снижать конструк-
тивную высоту покрытия и углубление резервуаров, применяют
обычно при монолитных стенах. Если стены состоят из сборных
вертикальных панелей на всю высоту резервуара, то применяют
балочные, купольные и другие сборные покрытия.
Номинальная ширина стеновых панелей 3,14 и 1,57 м
(рис. 7.5, в). Панели устанавливают в паз между двумя кольцевыми
ребрами днища. Швы между панелями заполняют водонепрони-
цаемым бетоном. Когда передаточная прочность бетона Rbp
достигает 70% его класса, резервуар снаружи обжимается кольце-
вой напрягаемой арматурой. Натяжение высокопрочной прово-
лочной или канатной арматуры производят на бетон с помощью
специальной навивной машины. Высокопрочную стержневую
арматуру натягивают электротермическим способом. По окон-
206
Рис. 7.6. К расчету стен цилиндри-
ческого резервуара:
а—гидростатическое давление жид-
кости на стену; б—эпюра кольцевых
растягивающих усилий; в — эпюра изги-
бающих моментов в кольцевых сече-
ниях; г — усилия в узле сопряжения
стены с днищем
чании процесса натяжения арматуру защищают от коррозии
торкретбетоном.
Гидростатическое давление жидкости на глубине z от ее
поверхности (рис. 7.6, а) составляет
Pz = 1f1^ (7.8)
где yf — коэффициент надежности по нагрузке; yg = pg—удельный
вес жидкости, где р — плотность материала, g—ускорение силы
тяжести; z—расстояние, м. Давление pz вызывает в стене
резервуара растягивающие усилия Nz.
Из условия равновесия сил полукольца, принадлежащего
цилиндру большой длины и высотой, равной единице, растяги-
вающее усилие
п/2
Nzl = £ pzr sin ctdct=pzr, (7.9)
где г — радиус кольца. Вследствие жесткого сопряжения стены с
днищем радиальные перемещения стены на уровне днища практи-
чески равны нулю. Здесь действуют изгибающий момент Мтах и
поперечная сила (?тах (рис. 7.6, г). В связи с этим усилие Nz
снижается, а по высоте стены возникают изгибающие моменты
Mz, действующие вдоль образующей.
Кольцевые усилия Nz и изгибающие моменты Mz, находящиеся
на расстоянии h — z от днища, определяют с учетом краевого
эффекта:
Nz = Nzl — />тахг [е~фсо8ф + е~Лпп <р(1 — (7.10)
M_ = 0,5/)max.v2 [(1 — s/h)e~<!‘ cosg) — e_|psm(p], (7.11)
207
где Nzl—усилие по (7.9); рты — гидростатическое давление жид-
кости внизу стены; 5 = 0,76^/7? — характеристика стены резервуара;
(р = (A —z)/s — безразмерная координата.
Из выражения (7.11) вытекает, что максимальный изгибающий
момент
K^=<5Pma,v2(l--.v/A). (7.12)
Эпюры кольцевого усилия Nz и изгибающего момента Mz
приведены на рисунках 7.6,5 и в.
Площадь сечения кольцевой напрягаемой арматуры стены
резервуаров определяют из расчета по образованию трещин
центрально растянутого элемента, к которому предъявляют
требования 1-й категории трещиностойкости. Площадь сечения
кольцевой ненапрягаемой арматуры небольших резервуаров из
монолитного бетона вычисляют из условия
A^NJRS. (7.13)
Прямоугольные резервуары. В цилиндрических резервуарах
больших диаметров возникают трудности по конструированию и
возведению покрытия, поэтому сборные и сборно-монолитные
резервуары большой емкости (от 6 до 20 тыс. \г) проектируют,
как правило, прямоугольными в плане (рис. 7.7).
Стены прямоугольных резервуаров работают на изгиб в двух
направлениях. Их толщина обычно больше чем в цилиндрических
Рис. 7.7. Прямоугольный монолитный (а) и сборный (б) резервуары:
1 - монолитная стена; 2—стеновая панель; 3 — колонна; 4 — монолитное днище; 5 — фун-
даментный блок; 6 — монолитное безбалочное покрытие; 7 — сборочная балка; 8 — сборочная
плита; 9 — бетонная подготовка
208
Рис. 7.8. Конструктивная (а) и расчетная схемы прямоугольного резервуара при
давлении грунта (б) и жидкости (в)
резервуарах той же вместимости. Сборные стеновые панели
высотой свыше 4 м выполняют ребристыми.
Если стены возводят из монолитного железобетона,
то целесообразно применять безбалочное покрытие (рис. 7.7, а).
Для резервуаров со сборными стенами рекомендуют сбор-
ные балочные покрытия (рис. 7.7, б). При этом рекомендуют
принимать один типоразмер плит покрытия при номинальной
ширине 3 или 1,5 м.
Сборные стеновые панели резервуара, как правило, выполняют
из обычного тяжелого бетона. В некоторых случаях их изготов-
ляют с напрягаемой арматурой. Панели соединяют между собой
сваркой выпусков арматуры. Швы шириной 140...200 мм реко-
мендуют заполнять бетоном на расширяющемся цементе. Угловые
участки стен для всех резервуаров выполняют монолитными (узел
Б на рис. 7.7).
Стену резервуара рассчитывают по балочной схеме (рис. 7.8).
Принимают, что стена является жестко защемленной в днище и
шарнирно опертой на уровне перекрытия. Если стены имеют ребра
или опираются на колонны, то их рассчитывают как плиты,
опертые по контуру с тремя защемленными гранями и шарнирно
опертой гранью в уровне перекрытия. Расчет ведут с учетом
гидростатического давления жидкости, а также давления грунта и
грунтовой воды (см. § 7.5).
Так как давлениями жидкости и грунта вызываются изгибаю-
щие моменты противоположных знаков, то монолитные стены и
стеновые панели резервуаров армируют двойными сетками.
Площадь сечения рабочей арматуры определяют из расчета на
прочность и на ширину раскрытия трещин.
7.3 Бункера
Конструктивное решение бункеров. К бункерам от-
носятся емкостные сооружения для хранения сухих сыпучих
материалов (песка, щебня, руды, угля и т. п.).
209
8-258
В конструктивном отношении бункера представляют собой
пространственные конструкции прямоугольной или квадратной
формы в плане с размерами й^8м и Н6м (рис. 7.9). Внизу
призматического бункера находится воронка пирамидальной
формы. В некоторых случаях бункер состоит из цилиндрической
емкости и конической воронки.
Для бункеров соотношение размеров стен должно отвечать
условию h 1,5а, где а>Ь, или h ^1,5Z), где D — диаметр
цилиндра. При большем количестве сыпучего материала приме-
няют бункера лоткового типа длиной до 20 м с несколькими
загрузочными и разгрузочными отверстиями. В некоторых случаях
устраивают многоячейковые бункера (рис. 7.9,6).
Угол наклона воронки а принимают на 5...10° больше угла
естественного откоса сыпучего материала для обеспечения полного
истечения материала.
Железобетонные бункера выполняют из монолитного или
сборного железобетона. Так как для сборных бункеров характерна
повышенная деформативность, то их строят сравнительно не-
большой вместимости и, как правило, цилиндрической фор-
мы. В сборных бункерах воронки могут быть металлически-
ми.
Чтобы стены бункеров быстро не изнашивались, их защищают
облицовкой из стальных листов или специальными плитками.
Если сыпучий материал оказывает вредное химическое воздейст-
вие на бункер, то его стены покрывают защитной футеров-
кой.
Стены монолитных бункеров чаще всего имеют постоянную
толщину не более 160...200 мм. Толщину воронки утечки при-
нимают не менее 150 мм. Стены сборных бункеров монтируют из
плоских панелей. Однако панели больших размеров изготовляют
ребристыми, причем ребра должны находиться с наружной
стороны бункера. Панели соединяют путем сварки закладных
стальных деталей и замоноличивания стыков.
Стены и воронки монолитных бункеров возводят из бетона
класса не ниже В15, если их размер а не более 6 м, и не ниже В20,
если а>6м. Сборные элементы таких бункеров изготовляют из
бетона класса не ниже соответственно В20 и В25. Стены бункеров
армируют, как правило, двойными сварными сетками из стержней
класса А-Ш. Расстояние между рабочими стержнями 100...200 мм,
а между конструктивными — 250...300 мм.
В цилиндрических бункерах кольцевую арматуру из стали
класса А-П диаметром не более 16 мм укладывают с шагом
100...200 мм ближе к наружной поверхности стены. Вертикальную
конструктивную арматуру класса A-I принимают диаметром
10 мм при коэффициенте армирования не менее 0,4%.
Расчет бункеров. Давление сыпучего материала заполнения на
стенки бункера зависит от физических свойств самого материала и
210
Рис. 7.9. Одиночный (а) и многоячейковый (б) бункера из монолитного железо-
бетона:
1—стена; 2—воронка; 3 — течка; 4—покрытие; 5 — колонна
расположения рассматриваемой точки, а также от наклона стенки.
Интенсивность данного давления вычисляют с учетом предпосы-
лок теории сыпучих тел, не учитывающими трения между сыпучим
материалом и стенками бункера.
На глубине z от поверхности сыпучего материала вертикальное
и горизонтальное давления на стенки соответственно составляют
P» = 4f4gZ, С7-14)
A,=/y< = Y/V<z, (7-15)
где уу= 1,3 — коэффициент надежности по нагрузке; yg = pgg—
удельный вес материала;
z = tg2(45° — ф/2) (7.16)
— коэффициент бокового давления материала, где <р — угол его
внутреннего трения. Для жидкости угол <р « О, коэффициент z = 1 и
выражение (7.15) принимает вид формулы (7.8).
Нормальное рп и касательное pt компоненты давления на
наклонные стенки
pn=p,cos2a+phsm2 a. = yfyg$z, (7.17)
pt = (pv—sin a cos а, (7.18)
где pv по (7.14) и ph по (7.15); а—угол наклона стенки воронки к
горизонту;
P = cos2 a + zsin2 а. (7-19)
211
Рис. 7.10. К расчету бункеров:
1 — линии разрушения
К рп и pt добавляют составляющие от собственного веса воронки.
В случае загрузки бункера грейфером или из саморазгружаю-
щихся вагонов, когда сразу может заполняться не менее половины
бункера, причем сыпучий материал падает со значительной
высоты, давление на стенки бункера умножают на коэффициент
динамичности p</in = 1,4. При объеме одновременно загружаемой
массы материала менее ’/6 вместимости бункера коэффициент
= 1. В других случаях его значение определяют по интер-
поляции.
Так как бункер представляет собой жесткую тонкостенную
пространственную конструкцию, то расчет усилий производят на
ЭВМ по специальным программам. При этом лотковые бункера
рассчитывают как призматические складки, а цилиндрические —
как оболочки вращения.
Прямоугольные стенки призматической части бункера и тра-
пециевидные элементы его воронки можно рассчитывать прибли-
женными методами. Под действием сыпучего материала в стенках
бункера возникают изгибающие моменты от местного изгиба, а
также растягивающие усилия из-за взаимного влияния нагружен-
ных соседних стенок (рис. 7.10, а, б).
Наклонные стенки воронки испытывают растяжение в обоих
направлениях. При соотношении основ трапециевидного элемента
а/о'1<4 стенку рассчитывают как прямоугольную в плане плиту с
размерами:
ясд/ = 2й(й-|-2й1)/[3(д'-|-д1)], (7.20)
Ccai = c-a(a-a1)/[6(a + a1)]. (7.21)
212
Если соотношение основ элемента а/а^Д, то его рассчитывают
как треугольную плиту с размерами acai = а и
Ccai = са/[а~а1\ (7.22)
Обозначения, принятые в выражениях (7.20)... (7.22), видны из
рис. 7.10, в.
Для удобства расчета давление на наклонные стенки воронки
приводят к среднему равномерно распределенному нормальному
давлению
^ = Y/Y^iP[l+a/(a + ai) + 3/?//?i]/3, (7.23)
где коэффициент 0 — по (7.19).
Растягивающие силы в плоскости стенки воронки
^ = 0,5^n/>sinax/sin2a},, (7.24)
^ = 0,5^nasina},/sin2ax, (7.25)
где рп — нормальное давление сыпучего материала по (7.17)
или (7.23); а и b—ширина стенки на рассматриваемой глубине; ах
и — углы наклона стенки к горизонту по направлениям осей х
или у.
Площадь сечения арматуры бункера определяют по расчету на
прочность внецентренно растянутых вертикальных и наклон-
ных элементов. Если сыпучий материал не может оказать
агрессивного воздействия на арматуру, то рекомендуют изги-
бающие моменты элементов вычислять по методу предельного
равновесия с учетом пластических линейных шарниров—линий
излома (рис. 7.10, г).
Прочность бункера проверяют на разрыв стенок горизонталь-
ными силами (рис. 7.10, д), на разрушение стенок по нормальному
или наклонному сечению при общем изгибе бункера (рис. 7.10, е), а
также на отрыв воронки (рис. 7.10, ж).
Площадь сечения скатной арматуры воронки, которой она
присоединяется к вертикальным стенам бункера, рассчитывают на
1 м кромки воронки
As>N/Rs, (7.26)
где
2V=[0,5(E+G2)]/[(a + />)sina] (7.27)
— растягивающее усилие, где V—вес сыпучего материала;
G2 — вес воронки.
При определении усилий в колоннах многоячейковых бункеров
следует учитывать совместную работу основания, фундамента
и верхнего строения, согласно рекомендациям, изложенным
в § 5.3 и 5.4.
213
9-258
7.4 Силосы
Конструктивные решения цилиндрических силосов. Си-
лосами называют саморазгружающиеся хранилища сыпучих ма-
териалов, имеющие большую глубину по сравнению с размерами
сооружения в плане, т. е. при /?/г^3...4 (рис. 7.11).
Силосные корпуса, состоящие из нескольких силосов, являются
исключительно компактными сооружениями с высоким коэффициен-
том полезного объема, составляющего 0,8...0,95. Многоячейковые
силосы позволяют создать большие емкости при относительно
небольших площадках застройки. Высоту силосов ограничивают
несущей способностью основания (типовая высота 77=30 м).
Длина силосных корпусов с цилиндрическими силосами не должна
превышать 60 м при отношении их длины к ширине не более 3.
Загрузку силосов производят через загрузочные полки в
надсилосном покрытии, к которым материал подается пневмо-
транспортом, шнеками, транспортерами и т. п. В подсилосном
помещении помещают транспортные механизмы. В отдельных
случаях целесообразно применять силосы без подсилосных этажей,
в которых стены опираются на фундаменты. В таких сооружениях
разгрузку материала осуществляют через отверстия в стенках
наружу или через отверстия в днище и специальные разгрузочные
подземные галереи. Для уменьшения динамических нагрузок,
возникающих при загрузке и разгрузке силосов больших диамет-
ров, внутри сооружения устраивают разгрузочные трубы.
Номинальный наружный диаметр силосов составляет 3; 6 и
12 м. При особых требованиях к хранению материалов силосы
могут быть диаметром 15; 18 и 24 м. Однако по затрате
материалов и стоимости строительных работ оптимальный размер
диаметра силосов—6 м.
Монолитные железобетонные стены толщиной 160 мм бето-
нируют в скользящей опалубке из бетона класса не ниже В15. Если
диаметр силоса 12 м и более, то стены толщиной 200...240 мм
возводят из бетона класса не ниже В20. Стены армируют
двойными сетками, состоящими из горизонтальной (кольцевой)
арматуры классов А-П и А-Ш диаметром 10... 16 мм и вертикаль-
ной арматуры класса A-I диаметром 10 мм. Силосы диаметром
3 и 6 м в верхней трети высоты могут быть армированы
одиночной сеткой. Силосы диаметром 12 м и более армируют
напрягаемой кольцевой арматурой.
Сборные силосы диаметром 3 м возводят из объемных элемен-
тов высотой 1200 мм и толщиной стенки 100 мм. При диаметре
6 м стены силосов собирают из отдельных криволинейных
элементов (рис. 7.11,6). Каждый ярус состоит из четырех кри-
волинейных элементов, соединенных болтами. Сборные элементы
имеют сплошное поперечное сечение толщиной 100 мм или
ребристые с толщиной плиты 60 мм и высотой ребер 150 мм.
214
Рис. 7.11. Конструкция монолитных (</) и сборных (6. в) цилиндрических силосов
и их корпусов:
/ монолитная едена: 2 монолитная воронка. 3 пилястр: 4 фундаментная плита:
5 надсилосная галерея: 6 сборный стековый элемент; 7 сборная воронка: А П-образпая
рама: 9 стеновое ограждение: 10 металлическая воронка
Сборные силосы диаметром 12 м собирают из панелей-обо-
лочек каннелюрного типа (рис. 7.11, в). Номинальная ширина
элементов 1,54 м и высота 3 м. В наружных пазах торцевых ребер
панелей устанавливают напрягаемую кольцевую арматуру. На-
тяжение арматуры производят при укрупненной сборке отдельных
кольцевых царг и созданием изнутри распора сжатым воздухом.
После натяжения арматуру тщательно защищают цементным
раствором, наносимым способом торкретирования.
Конструкция днища силоса зависит от необходимого его
наклона, т. е. угла а, и типов разгрузочного оборудования. При
небольших углах а силосы могут иметь плоские днища с
выпускными отверстиями в центре. В данном случае уклон дна
образуют при помощи забутки из монолитного или сборного
бетона. При больших углах а целесообразно применять железо-
бетонные или стальные воронки. Их опирают непосредственно на
колонны подсилосного этажа или через специальные кольцевые
балки.
Расчет цилиндрических силосов. Расчет силосов производят с
учетом давления сыпучего материала, а также веса конструкций,
ветровой и снеговой нагрузок.
Статическое давление сыпучего материала на стены силоса
определяют по формулам Янсена—Кенена. На глубине z
(рис. 7.12) статическое горизонтальное давление
Ph.stat^ 1-ехр(-^Ц , (7.28)
цс/ \ А J
где yz=l,3—коэффициент надежности по нагрузке; yg = pg—
удельный вес сыпучего материала; А — площадь сечения ячейки
силоса; ц — коэффициент трения материала о стены силоса;
U—внутренний периметр поперечного сечения ячейки силоса (для
цилиндрических силосов A/U=r/2).
Касательное давление материала, передающееся через трение о
стенки ячеек силоса, составляет
Pv = PPh,stat, (7.29)
где ц — коэффициент трения.
При истечении сыпучих материалов возникает повышенное
горизонтальное давление на стены силосов, значительно превы-
шающее Ph, stat ПО (7.28).
После открывания затвора материал в силосе разрыхляется и
его свойства приближаются к свойствам жидкости, что приводит к
повышению давления на стены.
Динамическое горизонтальное давление
Ph,di„ = 1,6 ху9 exp [- 0,5цх (h -z) t// A ] z, (7.30)
где x — коэффициент бокового давления по (7.16).
Полное горизонтальное давление сыпучего материала
216
Ph=(ph .stat +Ph.din)/?k, (7-31)
где yk — коэффициент усло-
вий работы силоса. Его зна-
чение для стен внутренних
силосов в корпусах 2; для
плоских днищ и воронок 1,3;
для плоских днищ с забутка-
ми толщиной 1,5 м и более 2.
В других случаях коэффици-
ент ук = 1.
Вследствие действия гори-
зонтального давления, стены
силоса подвергаются растя-
жению в вертикальных сече-
ниях усилием
Рис. 7.12. К определению давлений сыпу-
чего материала на стены цилиндрического
силоса
Nh=Phr- (7.32)
Данное усилие воспринимается кольцевой арматурой.
В горизонтальных сечениях стены силоса сжимаются погонным
усилием
Nv = Nk + N2 + N3, (7.33)
где Ni—сила от собственного веса стены; N2—сила от нагрузки
надсилосной галереи;
N3 = (yfygz-Ph,stat/'^AIU (7.34)
— сила от трения сыпучего материала о стены силоса.
В горизонтальных сечениях кроме силы N3 действует изги-
бающий момент М от горизонтального давления ph по (7.31). Для
цилиндрических силосов момент М определяют как для оболочки
вращения с учетом краевого эффекта. Таким образом прочность
стены силоса в горизонтальных сечениях проверяют как для
внецентренно сжатого элемента.
На днище силоса действуют нагрузки от собственного веса и
вертикального давления сыпучего материала pv=phlu, где коэф-
фициент х по (7.16). Нормальное и касательное составляющие
данного давления составляют
p„=/\,cos2 a+^Asin2a=^(cos2a/x-|-sin2a), (7.35)
sin a cos а=/>Л(1/х— l)sinacosa. (7.36)
Методика расчета днища зависит от его формы, вида материала и
способа соединения со стеной силоса.
Расчет колонн многоячейковых силосов имеет свои особен-
ности, обусловленные совместной работой основания, фунда-
ментной плиты и надземного строения. Из-за совместной их
работы продольные силы в крайних колоннах увеличиваются, а в
средних — уменьшаются по сравнению с усилиями, полученными
при раздельном расчете конструкций силосного корпуса.
217
Рис. 7.13. Силосный корпус с квадратными в плане силосами:
а—схема плана; б- сборные элементы: в — деталь сопряжения стен монолитных силосных
корпусов: г—то же. сборных; б) - изтибающие моменты в стенах силоса; 1 — болт
Особенности конструирования и расчета квадратных в плане
силосов. Для хранения зерна и продуктов их переработки
используют в основном силосы квадратной в плане формы
(рис. 7.13). Рациональным размером стороны квадрата моно-
литных и сборных силосов является 3...4 м. Стены силосов
армируют двойными сетками, состоящими из рабочих горизон-
тальных и монтажных вертикальных стержней.
Сборные силосы монтируют из элементов трех типов: прост-
ранственных блоков, Г-образных и плоских элементов (рис. 7.13,6,
в, г). Номинальная высота элементов 1200 мм при толщине
горизонтальных швов 30 мм. Толщина стен 100 мм. Сборные
элементы изготовляют из бетона класса В25.
Вследствие горизонтального давления сыпучего материала ph
по (7.31) в вертикальных сечениях стен действуют изгибающие
моменты М и горизонтальные растягивающие силы N
(рис. 7.13,6). При вычислении горизонтального давления ph учи-
тывают заниженные его значения в угловых зонах. Площадь
сечения горизонтальной рабочей арматуры определяют как для
218
внецентренно растянутого элемента. Так как стены квадратных
силосов рассчитывают на ширину раскрытия трещин, то для
рабочих стержней используют арматуру класса А-П.
7.5 . Подпорные стены
Типы подпорных стен. Подпорные стены служат для
удержания в требуемом положении грунта или других сыпучих
материалов при отсутствии естественных откосов. Подпорными
стенами ограждают террасы площадок, расположенных на разных
уровнях, насыпи и выемки дорог или улиц, а также отдельные
заглубленные или приподнятые участки емкостных сооружений.
Подпорные стены разделяют на две основные группы: массив-
ные и тонкие. В массивных стенах усилия от давления грунта
погашаются собственным весом сооружения. Устойчивость тонких
стен против опрокидывания обеспечивается в основном весом
удерживаемого грунта. Массивные стены возводят из бетона,
бутобетона или каменной кладки, а тонкие — из железобетона.
Они бывают уголковые, с контрфорсами, с анкерами и с
разгрузочными площадками.
Угловые подпорные стены состоят из вертикальной (лицевой) и
горизонтальной (фундаментной) плит, жестко связанных между
собой (рис. 7.14, а, б, д'). Жесткость узлового сопряжения плит
обеспечивают перепуском растянутой арматуры в монолитных
стенах или тщательным заполнением раствором щелевого стыка в
сборных стенах. Ширина фундаментной плиты b = (0,6...0,8)h при
ее выносе в наружную (лицевую) грань на (0,2...0,3) А Подпорные
стены заглубляют ниже поверхности нижней площади террасы на
0,5...1,2 м.
Подпорные стены с контрфорсами отличаются от стен уголко-
вого профиля тем, что горизонтальное давление грунта передается
на контрфорс, жестко соединенный с фундаментной плитой
(рис. 7.14, г, е, ж). Предельное расстояние между контрфорсами
составляет 2h.
Подпорные стены с анкерами бывают двух типов. У первого
типа верхний конец лицевой плиты соединяют с тыльным концом
фундаментной плиты или анкерной балкой железобетонными и
стальными тягами (рис. 7.14, з). Анкерная балка повышает устой-
чивость стень! против опрокидывания. Во втором типе анкерные
тяги подпорных стен анкеруют в грунте за пределами призмы
обрушения грунта. Весьма рациональными являются стены из
сборных крестообразных железобетонных элементов толщиной
120...220 мм (рис. 7.14, и).
Подпорные стены с разгрузочными площадками применяют с
целью уменьшить давление грунта на высокую стену (рис. 7.14, в,
к, л, м). Данная конструкция позволяет снижать стоимость
подпорной стены на 20... 30%. Причем стены из сборных крупных
219
Рис. 7.14. Типы монолитных (а, б) и сбор-
ных (г, д, е, ж, з, и) подпорных стен
обычной конструкции, а также монолитные
(в) и сборные (к, л, м) подпорные стены с
самоудерживанием грунта:
1 — стена; 2 — фундамент; 3 — разгрузочная
площадка; 4— контрофорс; 5 — лицевая плита;
6—стеновая доска; 7—анкер; 8 — элемент угол-
кового профиля; 9 — пилон
элементов дают возможность значительно ускорить строительные
работы. Подпорные стены с самоудерживанием грунта или
сыпучего материала рекомендуют для открытых складов сыпучих
материалов (рис. 7.14, л, м).
220
Рис. 7.15. Расчетная схема (а), эффект разгрузочных площадок (б) и арматурные
сетки уголковой подпорной стены (в):
1 — диаграмма активного давления грунта; 2—то же, пассивного
Расчет и конструирование подпорных стен. Нагрузками под-
порных стен являются: боковое горизонтальное давление грунта
pz, временная нагрузка v на поверхность земли, собственный вес
засыпанного на стену грунта и боковое давление воды pw, если
уровень грунтовой воды находится выше подошвы фундаментной
плиты (рис. 7.15, а).
Различают активное и пассивное давление грунта. Активное
боковое давление удерживается подпорной стеной. Пассивное
боковое давление возникает вследствие скольжения стены.
При определении интенсивности бокового давления грунта
вертикальную нагрузку v заменяют эквивалентным слоем грунта
высотой
hred = v/yg, (7.37)
где yg = pg—удельный вес грунта.
При угле наклона поверхности грунта а ^10° давление грунта
pz = yfyelz tg2 (45° — ф/2), (7.38)
221
где yt = 1,2 — коэффициент надежности по давлению грунта;
/— расчетная длина стены; ф -угол внутреннего трения грунта.
Размеры подпорных стен определяют из расчета сооружения на
устойчивость против опрокидывания и скольжения, а также на
деформации основания.
В расчетах принимают следующие коэффициенты надежности
по вертикальной нагрузке: yf= 1,1 (0,9) — для собственного веса
стены и грунта в естественном состоянии; уг=1,2 (0,9) -для
насыпного грунта; = 1,2... 1,4-.-для временной нагрузки. При
расчете усилий, опрокидывающих и сдвигающих стену, принима-
ют коэффициенты у г > 1. Если вычисляют удерживающие усилия,
то принимают коэффициент У/<1- Проверку прочности основания
под подошвой фундаментной плиты осуществляют при У/=1.
Устойчивость стены против опрокидывания относительно точ-
ки А фундаментной плиты (рис. 7.16, а) проверяют из условия
(7.39)
где + - момент от удерживающих нагрузок (веса
стены и грунта на ее обрыве); М2 = Нс— момент от опрокидываю-
щего усилия //. представляющего собой равнодействующую
горизонтальных сил, включая давление воды. При наличии
разгрузочных площадок усилие Н = (рис. 7.15,5).
Устойчивость стены против скольжения проверяют из условия
ц(6\+С2)^ 1.3/7, (7.40)
где ц—коэффициент трения фундаментной плиты о грунт.
Исходя из сопротивления основания должны быть соблюдены
следующие условия:
/’j.mw — /Vmax/Af + Л7тах / Wj 1 ,2Rg,
Pg. m ^max / A f 7?^,
Pg. min -^rnin / Af / 14 f 0,
(7-41)
где /Vmax — X Gj + Fv; Azmin — X G;; 47max — Hc + GyOy — G2U2 + G3CI3:, Af
и Wj соответственно площадь и момент сопротивления подош-
вы фундаментной плиты.
Вертикальную лицевую плиту уголковой стены рассчитывают
как консольную балку, на которую действует давление грунта и
воды. Фундаментную плиту рассматривают как состоящую из
двух консольных балок, нагруженных снизу реактивным давле-
нием основания и сверху распределенной нагрузкой засыпного
грунта. Принцип армирования монолитной уголковой стены
приведен на рис. 7.15, в.
Плиты монолитных подпорных стен с контрфорсами рассчиты-
вают как элементы, работающие в двух направлениях, или как
элементы пространственной конструкции. Сборные горизонталь-
ные плиты, закладываемые в пазы контрфорсов, рассчитывают как
однопролетные балки.
222
Рис. 7.16. Конструктивное решение сборных одно- («). двух- (о) и трехсекционных
(в) каналов:
1 лоюк; 2 стеновая панель; J-- или га перекрытая; 4 пли та днища: 5- под; отсека из
беюна класса ВЗ. 5; о монолитами бетой класса В7.5
Анкерные подпорные едены рассчитывают с учетом податли-
вости анкеров.
Для бетона подпорных стен предъявляют повышенные требо-
вания по плотности и долговечности, поэтому бетонные смеси
приготовляют с применением суперпластификаторов и других
химических добавок. Минимальный класс бетона В15. Минималь-
ная марка по морозостойкости лицевых плит стены F100.
Толщина защитного слоя бетона для арматуры должна быть не
менее 25 мм.
7.6 Подземные каналы,
тоннели и трубопроводы
Подземные каналы и тоннели. Каналами называ-
ют непроходные подземные сооружения с высотой в свету
до 1,7 м, предназначенные для прокладки наружных и внутри-
цеховых инженерных сетей (трубопроводов, электрокабелей и
т. п.). Каналы могут быть одно-, двух- и многосекционными
(рис. 7.16).
В каналах высотой 1,3... 1.7 м предусматривают люки размера-
ми 0,6 х 0,8 м не реже чем через 60 м по длине трассы. Для отвода
случайных вод днище каналов имеет продольный уклон />0,2%.
При этом не реже чем через 100 м по длине канала устраивают
прямки, которые перекрывают съемными решетками.
Каналы, предназначенные для прокладки теплосетей и трубо-
проводов для жидкости и газа высокой температуры, имеют
компенсаторные ниши. Деформационные швы устраивают не реже
чем через 50 м по длине канала. Швы заполняют битумом.
В одном канале прокладывают сети различного назначения, если
223
это совмещение допускается нормами и правилами техники
безопасности.
Каналы незначительной протяженности выполняют из моно-
литного бетона или кирпичной кладки, а большой протяжен-
ности— из унифицированных сборных железобетонных элементов
номинальной длиной 3 м, шириной 5 = 0,3...2,4 м и высотой
Я=0,3...1,7 м.
Сборные лотковые элементы каналов изготовляют из плотного
бетона класса В25, а плоские плиты — из бетона класса не ниже
В15. Бетонные смеси приготовляют с суперпластификаторами и
другими химическими добавками. Элементы армируют стержне-
вой арматурой классов A-I и А-Ш, а также холоднотянутой
проволокой класса Вр-1.
Под сборным днищем каналов устраивают бетонную подготов-
ку толщиной 100 мм. Если грунт сухой, то бетонную подготовку
можно заменить песчаной. Швы между сборными элементами
заполняют цементным раствором. Щелевые стыки стеновых плит с
днищем замоноличивают бетоном класса В25.
Наружные поверхности каналов покрывают гидроизоляцион-
ными материалами.
Тоннели возводят на территориях промышленных предприятий,
а также больничных, студенческих и других городков. Тоннели
предназначаются для прохода людей, транспортирования материа-
лов и изделий и т. п. Односекционные тоннели обычно собирают
из сборных железобетонных элементов. Двухсекционные тоннели
имеют монолитное железобетонное днище и сборные элементы
стен и покрытия (рис. 7.17). При небольшом объеме строительных
работ и в некоторых других случаях тоннели возводят из
монолитного железобетона.
По назначению тоннели подразделяют на пять типов: пешеход-
ные, транспортные, коммуникационные, комбинированные (для
транспортирования материалов и прохода людей) и воздухо-
водные.
Рис. 7.17. Конструктивные решения сборных одно- (а, б) и двухсекционных (в)
тоннелей:
1—стеновая панель; 2 — плита перекрытия; 3 — плита днища; 4 — балка; 5—колонна;
6 — монолитное днище; 7 — песчаный выравнивающий слой толщиной 30 мм; 8 — подготовка
из бетона класса В7,5
224
Высота пешеходных тоннелей должна быть не менее Я=2м,
ширина не менее Н= 1,5 м. Высота других типов тоннелей должна
быть не менее 1,9 м. Их ширину определяют с учетом габаритов
транспортеров и свободных проходов, составляющих не менее
0,7...0,8 м со стороны конвейера и 0,8...1м между конвейерами.
Днище имеет продольный уклон z = 0,3%.
Выходы пешеходных и транспортных тоннелей предусматри-
вают не реже чем через 100 м по длине трассы. Лестницы в
пешеходных тоннелях выполняют с уклоном не более 1:1 и не
менее 1:2. В качестве входа — выхода в транспортных тоннелях
используют смотровые колодцы с постоянно закрепленными
лестницами-стремянками.
Сборные элементы тоннелей изготовляют из бетона класса
В25. Элементы днищ тоннелей укладывают на подготовку из
бетона класса В7,5, армированную по краям сетками с ячейкой
150x 150 мм из стержней 0 10A-I.
Стены тоннелей изолируют от капиллярного подсоса влаги на
высоту не менее чем 0,5 м выше максимального уровня грунтовых
вод. На стенах ниже данного уровня предусматривают противона-
порную гидроизоляцию. Стены изготовляют или возводят из
плотного бетона.
Наружные тоннели и каналы заглубляют ниже планировочной
поверхности дорог не менее чем на 0,7 м, а при пересечении с
железной дорогой — не менее чем на 1 м подошвы рельса.
При расчете каналов и тоннелей принимают следующие
нагрузки: постоянную от собственного веса конструкций и
оборудования, а также слоя грунта над перекрытием сооружения;
временную от надземного транспорта; горизонтальную от боково-
го давления грунта и грунтовых вод; горизонтальную от
изменения температуры и деформаций трубопроводов в продоль-
ном направлении трассы.
Расположение временной нагрузки производят с учетом невы-
годнейшего сочетания силовых воздействий. Например, при
расчете стен каналов временную нагрузку над перекрытием не
учитывают, так как продольные сжимающие силы способствуют
повышению несущей способности изгибаемых элементов. При
расчете тоннелей рекомендуют учитывать возможность смещения
стен.
Горизонтальное давление грунта определяют с учетом распо-
ложения на призме обрушения временной нагрузки v. При глубине
заложения подземного сооружения более 0,8 м нагрузку v заменя-
ют эквивалентным слоем грунта hred по (7.37). При меньшей
глубине заложения нагрузку v устанавливают с боковой стороны
канала или тоннеля (рис. 7.18, а, б).
Расчетные давления на перекрытие и стены каналов и тоннелей
(7-42)
225
Рис. 7.18. Схемы нагрузок подземных каналов и тоннелей при i дубине их
заложения более («) и менее (о) 0,8 м, а также эпюры имибаюшихся моментов
подземных сооружений (в, д)
где "^—коэффициент надежности по постоянной нагрузке; У/,-~
то же, по временной;
Р2=Р2в+Р2п=У/вУЙ= (45 -ф/2)+/?2и„ (7.43)
или
P2=P2cj+P2^ (7.44)
где р2я — боковое давление слоя груша высотой h + hred; p2w—
гидростатическое давление грунтовой воды; p2l -боковое давле-
ние от надземного транспорта; y9 = pg- удельный вес грунта; <р —
угол внутреннего трения грунта.
Реактивное давление грунта р5 является неравномерно распре-
деленным. Однако в расчетах принимают равномерное его
распределение. Во избежание неравномерной осадки трассы
давление не должно превышать 0.15 МПа.
В расчетах принимают следующие значения коэффициентов
надежности но нагрузкам ур. 1.1 -для собственного веса конст-
рукций и давления воды; 1.2- для давления грунта и временной
распределенной нагрузки; 1.4 — для транспортной нагрузки.
Эпюры изгибающих моментов подземных сооружений приведе-
ны на рис. 7.18,«, г, д. Таким образом перекрытие и днище
рассчитывают как изгибаемые элементы, а стены -как внецент-
ренно сжатые элементы.
226
При наличии гидростатического напора тоннели должны быть
проверены на устойчивость против выплывания по формуле (7.7).
Подземные трубопроводы. Железобетонные трубопроводы
предназначаются для подачи и отвода жидкостей, а также
пропуска ливневых и талых вод. Сборные железобетонные трубы,
как правило, имеют кольцевое поперечное сечение. Монолитные
трубы сооружают редко и небольшой протяженности.
Минимальная глубина заложения трубопроводов d= 0,7...0,8 м
от поверхности земли до верха трубы принята из условия защиты
труб от механических повреждений транспорта. Способ опирания
труб на грунт оказывает большое влияние на их напряженное
состояние. Максимальные усилия в трубах возникают при
опирании их на плоское дно траншеи, так как опорная реакция
прикладывается к трубе по образующей (рис. 7.19, е).
По внутреннему давлению жидкости трубы подразделяют на
безнапорные при давлении до 0,05 МПа и напорные при давлении
свыше 0,06 МПа.
Безнапорные трубы изготовляют из бетона класса не ниже В25.
Длина труб составляет 3...5 м, внутренний диаметр Dr = 0,3...3 м.
Толщину их стенки принимают равной t{ = D{/10, однако не менее
50 мм (рис. 7.19,«).
Стенки трубы армируют двумя каркасами, состоящими из
кольцевой или спиральной рабочей и продольной конструктивной
арматуры классов A-I, Вр-I и А-Ш диаметром 4... 10 мм. Трубы
диаметром до 0,5 м армируют одиночной сеткой, кольцевая
арматура которой находится на расстоянии 0,4...0,45 t от
внутренней поверхности трубы. В данном случае несущая способ-
ность грубы по отдельным зонам мало отличается.
Безнапорные трубы изготовляют вертикальным или горизон-
тальным вибрированием, а также центрифугированием.
Напорные трубы длиной, как правило, 5 м изготовляют с
необжатым и обжатым защитным слоем из бетона класса не ниже
В40.
Трубы с необжатым защитным слоем изготовляют по трех-
ступенчатой технологии с железобетонным или стальным сердеч-
ником (рис. 7.19, б, в). Железобетонный сердечник с толщиной
стенки 40... 100 мм и конструктивной арматурой изготовляют
способом центрифугирования из бетона класса не ниже ВЗО.
Металлический сердечник изнутри защищают слоем центрифуги-
рованного бетона. На сердечник навивают в напряженном
состоянии рабочую спиральную арматуру класса В-II диаметром
3...8 мм с шагом 15...75 мм. Натяжение арматуры выполняют
механическим или электротермомеханическим способом. На арма-
туру наносят защитный слой мелкозернистого торкретбетона
класса В25.
Трехступенчатой технологии присущи недостатки: значитель-
ные трудовые затраты, ненадежный необжатый защитный слой
227
Рис. 7.19. Конструктивное решение безнапорных (а) и напорных (б, в, г) труб, а
также их расчетные схемы (д, е) и эпюры усилий (ж, з, и, к):
1 — кольцевая или спиральная ненапрягаемая арматура; 2 — то же, продольная; 3 — спи-
ральная напрягаемая арматура; 4—то же, продольная; 5 — железобетонный сердечник;
6—стальной сердечник; 7 — торкретбетон
напрягаемой арматуры и др. Поэтому наиболее распространен-
ным стал способ виброгидропрессования напорных труб, обеспечи-
вающий сплошность стенки труб (рис. 7.19, г).
Виброгидропрессованные напорные трубы диаметром 500...
...1800 мм изготовляют в вертикальном положении. Металличе-
ская опалубка состоит из двух наружных полуформ и внутреннего
сердечника с надетым на него резиновым чехлом. В опалубку
устанавливают каркас из спиральной проволоки класса В-П
диаметром 4...8 мм и продольной проволоки класса Вр-I диамет-
ром 5 мм. После натяжения продольной арматуры опалубку
заполняют бетонной смесью, под резиновый чехол сердечника
подают горячую воду и повышают давление на смесь до
2,8...3,4 МПа. Под давлением чехол расправляется и равномерно
прессует бетон. В результате опрессовки через зазоры в наружной
опалубке из бетонной смеси удаляется часть воды и прочность
бетона повышается. Перемещаясь к наружной форме, бетонная
смесь напрягает спиральную арматуру. В данном состоянии трубу
подвергают тепловой обработке. После достижения бетоном
необходимой прочности давление в подчехольном пространстве
228
сбрасывается и спиральная арматура обжимает стенку трубы, в
том числе и защитный слой бетона.
Самонапряженные напорные трубы изготовляют с применением
бетона на расширяющемся цементе. При твердении такой бетон
расширяется и тем самым напрягает спиральную арматуру,
вследствие чего происходит предварительное обжатие стенки
труб.
Расчет на прочность и трещиностойкость труб в опасных
продольных и поперечных сечениях выполняют с учетом невыгод-
нейшего сочетания нагрузок. В расчетах принимают следующие
нагрузки: собственный вес трубы, вес жидкости, внутреннее
гидравлическое давление, давление напрягаемой арматуры и
давление грунта, окружающего трубу. Кроме того, в расчетах
учитывают продольные силы, возникающие вдоль трассы из-за
перепада температуры при монтаже и эксплуатации трубопрово-
дов, а также вследствие гидравлического удара в местах их
поворота.
Высоту свода давления грунта hi, в котором действуют только
сжимающие напряжения, определяют по формуле
A1=5/(2tg<p)^t/, (7.45)
где В—пролет свода; ф — угол внутреннего трения грунта;
d—глубина заложения трубы (рис. 7.19, б).
В практических расчетах принимают, что вертикальное давле-
ние грунта является равномерно распределенным с интенсив-
ностью
Pext = Y Jfgg + jfvV, (7.46)
где уЛ и у/г— коэффициенты надежности соответственно по
постоянной и временной нагрузкам, принимаемых как и при
расчете других подземных сооружений.
При расчете труб диаметром не более 1,6 м условно принима-
ют, что вся внешняя нагрузка приложена к трубе по образующей
(рис. 7.19, е). В упругой стадии работы в продольных сечениях
трубы действуют усилия
M=Fr(> (0,318-0,5 sin р), (7.47)
6 = 0,5Fcosp, (7.48)
^ = -0,5Fsinp, (7.49)
N2 = + Pint r0, (7.50)
где F=2pextr2; ro = O,5 (rt + r2); P — угол, характеризующий положе-
ние рассматриваемого сечения (рис. 7.19, е, ж, з, и, к).
229
В стадии раскрытия продольных трещин в боковых зонах
трубы предварительное напряжение спиральной арматуры погаша-
ется, поэтому проверку прочности трубы в нормальных сечениях
производят с учетом частичного перераспределения усилий за счет
образования пластических линий излома. В данном случае
изгибающий момент
Af = Fro(0,25 — 0,5 sin ф). (7.51)
Изгибающие моменты и продольные силы в поперечных
сечениях труб возникают вследствие неодинаковых деформаций
основания, температурного градиента и гидравлического удара
жидкости.
Таким образом, расчет на трещиностойкость и прочность
трубы по продольным и поперечным сечениям выполняют как для
изгибаемых, внецентренно растянутых или внецентренно сжатых
элементов.
ГЛАВА Конструкции,
эксплуатируемые
и возводимые
в особых условиях
8.1 Конструкции, эксплуатируемые
в условиях агрессивной среды
Причины коррозии бетона, каменной кладки и арма-
туры. Агрессивные среды, окружающие железобетонные и камен-
ные конструкции, классифицируют по нескольким признакам: по
агрегатному состоянию среды подразделяют на жидкие, твердые и
газообразные; по механизму коррозионных процессов—электро-
химическую коррозию арматуры и химическую коррозию бетона;
по условиям протекания коррозии — атмосферную, подземную
(для металла) и подводную (для бетона).
Обычно учитывают четыре класса (степени) воздействия окру-
жающей среды: неагрессивную, слабо-, средне- и сильноагрес-
сивную. Степень агрессивности оценивают по изменению фи-
зико-механических характеристик строительных материалов, по
потерям массы во времени (для арматуры) и т. д.
В слабоагрессивной среде механические свойства материалов
ухудшаются незначительно (до 5%) и стабилизируются во
времени. В среднеагрессивной среде ухудшение механических
свойств составляет 5...20% и процесс протекания коррозии
стабилизируется через большой промежуток времени. В сильноаг-
231
Таблица 8.1. Классификация влажностного режима
помещений
Влажный режим поме- щения Влажность в % при температуре воздуха
до 12 С 12...24 С Свыше 24 С
Сухой До 60 До 50 До 40
Нормальный 60...75 50...60 40...50
Влажный Свыше 75 60...75 50...60
Мокрый Свыше 75 Свыше 75 Свыше 60
рессивной среде механические свойства снижаются настолько
сильно, что процессы разрушения материалов не прекращаются во
времени.
Агрессивность газовых сред подразделяют на четыре группы (А,
В, С a D). Она связана с влажностью окружающей среды.
В условиях, когда образуется конденсат, возникает коррозия
бетона и каменной кладки. Газы при взаимодействии с цементным
камнем образуют растворимые соли, которые диффундируют в
глубину бетона.
В сухой атмосфере газы не вызывают коррозии железобетон-
ных и каменных конструкций, поэтому нормирование температур-
ного перепада А / в производственных и животноводческих зданиях
связано не только с требованиями к гигиеничности помещений, но
и коррозионостойкости конструкций. Вредное влияние газов
сильно проявляется лишь при влажных и мокрых режимах
окружающей среды (табл. 8.1). Причем режим помещений зависит
от относительной влажности и температуры воздуха.
Причинами коррозии арматуры являются воздействие хлоридов,
а также проницаемость, карбонизация и растрескивание бетона.
Вредное влияние хлоридов снижают ингибиторы коррозии, напри-
мер нитрит натрия и т. д. Для арматуры опасна локальная
коррозия, вызываемая солью, присутствующей в воде и заполните-
лях. Бетон с водородным показателем pH 11,8...12,5 из-за сильной
щелочной реакции способствует пассивированию стальной армату-
ры. При значениях pH ниже 11,8... 11,5 начинается коррозия
арматуры (для чистой воды показатель pH 7).
Степень коррозии арматуры практически является пропорцио-
нальной фактору времени. Вследствие коррозии стали увеличива-
ется диаметр стержней, что является причиной образования
трещин, идущих вдоль арматуры.
Соляная, серная и азотная кислоты, а также концентрирован-
ные щелочи являются исключительно агрессивными средами.
Процессы коррозии материалов ускоряются, если продукты
взаимодействия кислот с бетоном или кладкой непрерывно
удаляются из зоны реакции. При действии кислот и щелочей
различают три вида коррозии бетона. Коррозия первого вида
вызывает растворение и вынос из бетона активных его компонен-
232
тов при обмене воды в каналах, лотках, резервуарах и т. п.
Коррозия второго порядка происходит при химическом взаимо-
действии между жидкой средой и цементным камнем, что
приводит бетон к сплошному разрушению. Коррозия третьего
вида характеризуется образованием в порах бетона солей и
щелочей с последующей их кристаллизацией и разрушением
бетона при росте кристаллов. Чистые виды коррозии бетона
практически не встречаются, так как один вид коррозии переходит
в другой.
Следует отметить, что легкий бетон является менее стойким
материалом, чем плотный тяжелый бетон, поскольку для пористо-
го заполнителя характерна повышенная проницаемость.
Напряженное состояние конструкций оказывает существенное
влияние на интенсивность коррозионных процессов. Например,
при растяжении элементов повышается проницаемость бетона и
каменной кладки, а тем самым снижается их коррозионная
стойкость.
Защита конструкций от коррозии. Наиболее эффективным
способом повышения долговечности железобетонных и каменных
конструкций является уменьшение степени агрессивности окру-
жающей среды. Кроме того, необходимо применять рациональные
конструктивные решения и меры по защите от коррозии бетона,
кладки, стальной арматуры и закладных деталей.
Первичная защита от коррозии характеризуется выбором
эффективных материалов, конструктивных мероприятий и спе-
циальных способов технологии строительных работ. Бетоны и
растворы рекомендуют приготовлять на специальных цементах,
например сульфатостойких, применять пластифицирующие, воз-
духововлекающие и уплотняющие добавки, а также ингибиторы
коррозии арматурной стали.
В качестве напрягаемой арматуры предварительно напряжен-
ных конструкций, предназначенных для работы под нагрузкой в
условиях агрессивной окружающей среды, следует преимуществен-
но применять горячекатаную арматуру класса A-IV и термически
упрочненную арматуру классов Ат-IVK, At-VCK, At-VIK.
Исследования свидетельствуют, что в агрессивной среде долго-
вечность железобетонных конструкций повышается примерно во
столько раз, во сколько раз увеличивают толщину защитного слоя
бетона. Поэтому защитный слой бетона для арматуры сборных
конструкций принимают не менее 20...25 мм в газовых и 30...35 мм
в жидких средне- и сильноагрессивных средах. Так как в
конструкциях из монолитного бетона более трудно обеспечивать
проектное положение арматуры, то защитный слой бетона
рекомендуют увеличить на 5...10 мм.
В условиях агрессивной окружающей среды рекомендуют
применять конструкции повышенной трещиностойкости. Причем
небольшая ширина раскрытия трещин до 0,1 мм не является
233
10-258
причиной коррозии арматуры в газовоздушной среде, так как
такие трещины быстро заполняются продуктами коррозии бетона
и пыли. Недефицитные синтетические и другие волокна в
количестве 0,6... 1 кг на 1 м3 бетонной смеси занижают усадочные
и температурные напряжения, повышают прочность и растяжи-
мость бетона и тем самым долговечность бетонных и железобе-
тонных конструкций.
Конструкции, находящиеся в условиях сильноагрессивной сре-
ды, целесообразно изготовлять из химически стойких бетонов, в
том числе кислотоупорных на жидком стекле неармированных
бетонов и полимербетонов на синтетических смолах, используе-
мых для армированных конструкций.
Вторичная защита от коррозии достигается ограничением или
исключением действия агрессивной среды на конструкции. Данная
защита представляет собой защитную пропитку бетона расплавом
серы, мономерами, расплавленным битумом, петролатумом и т. п.
Пропитку расплавом серы выполняют при атмосферном давлении
в ваннах. Пропитка эффективно увеличивает водо-, морозо- и
коррозионную стойкость бетона, а также улучшает его механиче-
ские свойства.
К вторичной защите конструкций относятся также лакокрасоч-
ные покрытия, в том числе армированные стеклотканью, покры-
тия на основе эластомеров, а также листовые, гуммированные,
рулонные и облицовочные покрытия. Бетонные и каменные
поверхности, подготовленные к нанесению антикоррозионной
защиты, не должны иметь выступающей арматуры, раковин,
наплывов, масляных пятен, грязи и т. п.
Для обеспечения стойкости арматуры в сильно агрессивных
средах рекомендуют ее поверхность покрывать антикоррозион-
ными материалами.
Защита подземных конструкций от коррозии имеет свои
особенности и зависит от влажности грунтов.
Засоленные сухие грунты являются опасными для бетонных и
железобетонных конструкций в районах с сухим и жарким
климатом. В условиях прямой солнечной радиации температура
поверхности бетона достигает 60...80° С. Из-за испарения воды из
бетона начинается интенсивный массоперенос солей от более
холодных зон, расположенных в грунте, к поверхности конструк-
ции. В порах цементного камня соли концентрируются, что
приводит бетон к разрушению. Эффективным способом защиты
конструкций в засоленных сухих грунтах являются покрытия из
гидроизоляционных материалов.
Засоленные грунтовые воды оказывают сильноагрессивное воз-
действие на подземные конструкции. Для их защиты используют
так называемые глиняные замки, асфальтовые гидроизоляции и
другие защитные экраны. Сваи покрывают битумными и эпоксид-
ными материалами или применяют защитную пропитку бетона.
234
Экономическая эффективность защиты конструкций от корро-
зии можно оценить путем сопоставления совокупных капитальных
вложений и эксплуатационных расходов по разным вариантам.
8.2 Конструкции
в условиях высоких температур
Влияние повышенных и высоких температур иа конст-
рукции. Конструкции некоторых промышленных зданий и соору-
жений подвергаются воздействию повышенных и высоких техноло-
гических температур. Систематическому воздействию температуры
подвергаются также железобетонные конструкции биологической
защиты атомных реакторов, предохраняющей обслуживающий
персонал от радиации. Кроме того, несущие конструкции должны
обладать достаточной огнестойкостью, поэтому железобетонные и
каменные конструкции должны быть рассчитаны на нагрев и
огнестойкость.
Температуры окружающей среды от 50 до 200° С включитель-
но называют повышенными, а свыше 200° С — высокими. Железо-
бетонные конструкции, предназначенные для работы в условиях
воздействия повышенных температур, предусматривают, как пра-
вило, из обычного тяжелого бетона средней плотности от 2000 до
2500 кг/м3. Для работы конструкций в условиях высоких темпера-
тур до 300° С применяют обычный бетон или жаростойкий бетон
плотной структуры средней плотности 1100 кг/м3 и более. При
температурах свыше 300° С применяют конструкции из жаростой-
кого бетона.
Жаростойкий бетон применяют разных классов по прочности
на сжатие В10...В40. Его классы по предельно допустимой темпе-
ратуре обозначают цифрами от 3 до 18. Цифра класса указывает
на предельно допустимую температуру применения жаростойкого
бетона, уменьшенную в 100 раз. По термической стойкости
различают марки жаростойкого бетона Т\5...Т\25 в водных и
Т210...Т225 в воздушных теплосменах. Цифры обозначают число
теплосмен, которые должны выдержать жаростойкий бетон.
Влияние нагрева на прочность обычного бетона видно из
рис. 8.1,а. При температуре нагрева / = 60...100°С прочность
тяжелого бетона снижается на 10... 15% при сжатии и на 25...35%
при растяжении. Это объясняется понижением прочности цемент-
ного камня и расклинивающим действием водных пленок,
обволакивающих цементный камень и заполнители. Повышение
прочности обычного бетона при температуре 200...300° С объясня-
ют увеличением прочности цементного камня за счет уплотнения
его структуры. При температуре свыше 300° С прочность бетонов
снижается вследствие нарушения структуры цементного камня и
возникновения значительных напряжений из-за градиента темпера-
туры между наружными и внутренними слоями бетона.
235
Рис. 8.1. Влияние кратковременного нагрева на призменную прочность обычного
бетона (а) и предел текучести арматурной стали (п):
1—тяжелый бетон средней Прочности; 2— то же, высокопрочный; 3— керамзитобетон
Так как легкий бетон нагревается медленно, то его прочность
снижается лишь при температуре свыше 300° С.
При длительном постоянном нагреве до температуры 200° С бе-
тон высыхает и прочность его при сжатии может восстанавливать-
ся. Однако при циклическом воздействии температуры и влажнос-
ти окружающей среды прочность бетона сильно снижается (пример-
но на 30% после 50 циклов и на 50% — после 200 циклов воздействия).
Влажные бетоны при сильном нагреве, например при пожаре,
могут хрупко разрушаться. Хрупкое разрушение бетона начинает-
ся через 5...20 мин от начала нагрева с отколом больших кусков от
нагреваемой поверхности конструкции. Преждевременное крупное
разрушение бетона объясняют влагосодержанием, наличием кар-
бональных заполнителей, а также увеличением пара в замкнутых
порах бетона.
Влияние нагрева на предел текучести арматурной стали
приведено на рис. 8.1, б. При нагреве пластичность стали снижает-
ся, хотя временное сопротивление разрыву несколько повышается.
При температуре нагрева свыше 300° С площадь текучести мягкой
стали исчезает. При температуре 500° С все механические свойства
арматуры ухудшаются. Однако в охлажденном состоянии они
восстанавливаются.
Механические свойства стали сильно ухудшаются из-за ее раз-
рушения и разупрочнения при температурах свыше 400...500° С
для горячекатаной арматуры и свыше 150... 300° С—для высоко-
прочной проволоки и канатов. На скорость прогрева арматуры
оказывает влияние масса металла. Чем больше плотность бетона,
тем это влияние меньше.
Железобетонные балки, как правило, разрушаются в результате
разрыва растянутой арматуры, нагретой до критической темпера-
туры. Вследствие нагрева в ригелях рамы происходит дополни-
тельное перераспределение усилий. При этом отрицательные
изгибающие моменты в узлах рамы увеличиваются и положитель-
ные пролетные моменты уменьшаются.
236
При одностороннем нагреве увеличиваются прогибы изгибае-
мых элементов, вследствие чего их опорные реакции смещаются к
краю опоры. Увеличение сжимающих напряжений в данной зоне
опоры может привести ее к разрушению.
Железобетонные колонны разрушаются из-за потери прочности
бетона и проявления его ползучести в сильно нагретых слоях.
Вследствие перераспределения напряжений перегружается средняя
зона поперечного сечения колонн, что приводит к их разрушению.
Кроме того, в крайних колоннах каркасов возникают дополни-
тельные поперечные силы и изгибающие моменты за счет
расширения перекрытия и покрытия.
Бетонные и каменные стены вследствие одностороннего обо-
грева изгибаются и работают под нагрузкой как внецентренно
сжатые элементы с увеличивающимся эксцентриситетом.
Расчетные характеристики бетона и арматуры. Влияние темпера-
туры нагрева на физико-механические свойства обычного бетона
учитывают путем применения дополнительных коэффициентов
условий работы (табл. 8.2).
Коэффициенты условий работы бетона при сжатии ybt растяже-
нии у„ и многократном повторном нагружении уЬ1( принимают в
зависимости от температуры бетона и длительности ее действия, а
также от состава бетонной смеси. Коэффициентом рь учитывают
снижения модуля упругости бетона. Коэффициент упругости vb,
характеризует упругопластическое состояние сжатого бетона при
определении приведенного сечения бетона. Коэффициент упру-
гости v, характеризует упругопластическое состояние бетона
сжатой зоны при расчете деформаций конструкций. Коэффициент
линейной температурной деформации бетона afct принимают с
учетом температуры и скорости ее подъема.
Коэффициенты условий работы уя и vs, характеризующие
упругопластические свойства стали, зависят от длительности
нагрева растянутой арматуры (табл. 8.3).
Температурные деформации железобетонных элементов. При
расчете деформаций, вызываемых действием температуры, прини-
мают линейное распределение температур по высоте сечения
элемента. Температуру арматуры принимают равной температуре
бетона в месте ее расположения. Продольную деформацию
элементов г, определяют на уровне оси, проходящей через центр
тяжести сечения, а кривизну оси рг=1/г, принимают равной
тангенсу угла наклона трапециевидной эпюры деформаций бетона
в сечении (рис. 8.2).
Показатели температурных деформаций элементов определяют
по формулам:
для бетонного элемента (рис. 8.2, а)
= Y. («ог 1 h 1У + 2tb 2У')1Ь, (8.1)
Pr = Tr (oQn Л 1 ~ ^bi2tb2)lh; (8.2)
237
Таблица 8.2. Коэффициенты условий работы и уы,, модуля
упругости Рь, упругости vbt и v, и линейной температурной деформации
а.ы для обычного тяжелого бетона и жаростойкого бетона без
тонкомолотой специальной добавки
Коэффициент Расчет на нагрев Температура бетона, °C
50 70 100 200 300
Уы Кратковременный 1 0,85 0,9 0,8 0,65
Длительный 1 0,85 0,9 0,8 0,5
Длительный с увлажнением 1 0,65 0,4 0,6 —
Уч Кратковременный 1 0,7 0,7 0,6 0,4
Длительный 1 0,7 0,7 0,5 0,2
Длительный с увлажнением 1 0,5 0,3 0,4 —
Уьи Без увлажнении 0,8 0,6 0,35 — —
С переменным увлажнением 0,7 0,5 0,25 — —
Кратко временный 1 0,9 0,8 0,6 0,4
Длительный 1 0,9 0,8 0,6 0,4
Длительный с увлажнением 1 0,5 0,2 0,4 —
Vb, Кратковременный 0,85 0,65 0,7 0,7 0,65
Длительный 0,3 . 0,25 0,25 0,25 0,2
Vf Кратковременный 0,45 0,4 0,45 0,45 0,35
Длительный 0,15 0,15 0,15 0,15 0,1
осы-106 Кратковременный 10 10 10 9,5 9
Длительный 4 4 4,5 7,2 7,5
для железобетонного элемента с трещинами в растянутой зоне
у менее нагретой грани (рис. 8.2,6)
£t=Yt[a5r,m/s(A0-b) +abri/bijs]/A0, (8.3)
Pt ” Yt (^bt 17b 1 &st, m?s) /^O> (8.4)
Таблица 8.3. Коэффициенты условий работы ysl, упругости vs( и
линейной температурной деформации ая I06 арматурной стали
Класс арма- туры Коэф- фициент Расчет и нагрев Температура стали, С
50... 100 200 300 400 450 500 550 600
A-I; А-П YsZ Кратковремен- ный 1 0,95 0,9 0,85 0,75 0,6 0,45 0,3
Длительный 1 0,85 0,65 0,35 0,15 — — —
Вр-1 Ул Кратковремен- ный 1 0,9 0,85 0,6 0,45 0,25 0,12 0,05
Длительный 1 0,8 0,6 0,3 0,1 — — —
А-Ш; А-Шв; A-IV; A-V Ул Кратковремен- ный 1 1 0,95 0,85 0,75 0,6 0,4 0,3
Длительный 1 0,9 0,75 0,4 0,2 — — —
At-IV; At-V Ул Кратковремен- ный 1 1 0,9 0,8 0,65 0,45 0,3 0,2
Длительный 1 0,85 0,7 0,35 0,15 — — —
В-П; Вр-П; К-7; К-19 Ул Кратковремен- ный 1 0,85 0,7 0,5 0,35 0,25 0,15 0,1
Длительный 1 0,75 0,55 0,25 0,05 — — —
Все клас- сы vs, Кратковремен- ный 1 1 0,9 0,7 — — — —
Длительный 1 1 0,6 0,3 — — — —
а„ Кратковремен- ный и длитель- ный 11,5 12,5 13 13,5 13,6 13,7 13,8 13,9
для железобетонного элемента с трещинами в растянутой зоне
у более нагретой грани (рис. 8.2, в)
£г = 7/ +а&;2^2Л]/ло, (8.5)
Pt = yt^st,mts-abt2tb2)lho. (8.6)
В выражениях (8.1)... (8.6) у, — коэффициент надежности по
нагреву, принимаемый равным 1,1 при расчете по первой группе
предельных состояний и 1—по второй группе; tbl, tb2 и ls — тем-
пературы нагрева бетона и арматуры;
238
239
Рис. 8.2. Эпюры распределения температуры г и температурных удлинений, е, в
нормальном сечении бетонного элемента (а), а также железобетонного элемента с
растянутой зоной у менее нагретой (б) и более нагретой (в) грани
®st,m (®st фа (8.7)
— коэффициент температурного расширения арматуры в бетоне
элемента с трещинами в растянутой зоне, где коэффициент
фа = 0,2...1 зависит от процента армирования сечения продольной
растянутой арматурой и отношения момента Mser при расчете по
предельным состояниям второй группы к моменту М при расчете
по предельным состояниям первой группы.
При длительном двустороннем действии температуры кон-
струкции прогреваются более равномерно и менее искривля-
ются.
Расчет конструкций на нагрев. Конструкции, находящиеся в
условиях воздействия температур, рассчитывают на возможное
неблагоприятное сочетание усилий, вызываемых кратковременным
и длительным нагревом, внешней нагрузкой и собственным весом.
В статически определимых конструкциях при линейном распре-
делении температуры по высоте сечения элемента температурных
усилий не возникает. Такие конструкции рассчитывают на
сочетание усилий при длительном нагреве.
В статически неопределимых конструкциях дополнительное
перераспределение усилий вследствие температурного градиента
зависит от совместного действия температуры и нагрузок, а также
жесткости элементов. Такие конструкции рассчитывают дважды с
учетом сочетаний усилий при первом нагреве, когда возникают
наибольшие температурные усилия, и при длительном нагреве,
когда возникают наибольшие деформации.
Расчет на нагрев конструкций из обычного тяжелого бетона
осуществляют с учетом следующих рекомендаций:
расчетные сопротивления бетона и арматуры принимают с
учетом дополнительных коэффициентов условий работы, приве-
денных в таблицах 8.2 и 8.3; при этом расчетные сопротивления
бетона сжатию устанавливают с учетом средней температуры
сжатой зоны или полки, а расчетные сопротивления бетона
растяжению определяют для температуры нагрева бетона на
уровне растянутой арматуры;
240
граничное значение относительной высоты сжатой зоны опре-
деляют по формуле
^ = (o/[1 + osR/400YsI(1 — со/1,1)]. (8.8)
Здесь параметр со = 0,8 — 0,0087?*уы, где Rb — сопротивление бетона
сжатию, МПа;
дополнительные потери предварительного напряжения армату-
ры принимают: 30% потерь от ползучести бетона при нормальной
температуре и
^.( = 0,0013 (G-/p)ospi (8.9)
от релаксации напряжений в стали, где ts — температура нагрева
арматуры; tp—температура арматуры при натяжении; ospl —
предварительные напряжения арматуры с учетом первых потерь;
ширину (мм) раскрытия нормальных трещин при температуре
свыше 100 С вычисляют по формуле
а„с = 8т| [cp,o5/(£s|3svs) + ?s] (70-2000р) \/d, (8.10)
где 8=1,2 — для растянутых и 8 = 1—для других элементов; р —
коэффициент, характеризующий вид арматуры; ф;— коэффициент,
зависящий от продолжительности действия нагрузки; ст5 — напря-
жение в растянутой арматуре; ц—коэффициент армирования
данной арматурой, принимаемый в расчетах не более 0,02;
d—диаметр арматуры, мм;
ширину раскрытия наклонных трещин при температуре свыше
100° С увеличивают на
Д @crc, inc («si <*Ы) & w ? ($ 1 0
где tm— температура в середине высоты сечения; sv,— шаг хо-
мутов;
кривизну оси элементов, не имеющих трещин в растянутой
зоне, определяют с коэффициентами <рЬ1=О,75 и <p*2 = 3, учиты-
вающими влияние соответственно кратковременной и длительной
ползучее! и бетона;
кривизну оси элементов, имеющих трещины в растянутой зоне,
определяют с коэффициентом vt, характеризующим упругопласти-
ческое состояние бетона сжатой зоны при продолжительном
действии нагрузок.
Расчет конструкций на огнестойкость. Расчет конструкций на
огнестойкость сводится к определению критических значений
коэффициентов условий работы материалов и критических темпе-
ратур их нагрева, а также к теплотехническому расчету, позволяю-
щему определить время в часах достижения значений критической
температуры материалов. Данное время сопоставляется с требова-
ниями противопожарных норм проектирования зданий и сооруже-
ний. Расчет ведется при нормативной (95%-ной) обеспеченности
сопротивлений материалов.
241
Например, расчет на огнестойкость железобетонной балки с
напрягаемой продольной арматурой класса Ат-V выполняют
следующим образом:
составляют условие равновесия усилий в стадии разрушения
балки
М= R^r'ht.crAs(hG - 0,5.v), (8.12)
где относительная высота сжатой зоны бетона
х = h0- (8.13)
Из выражения (8.12) критическое значение коэффициента условий
работы арматуры
ysl.cr = М/ [Rs.serAs (ho -Q,5x)]. (8.14)
Тогда критическую температуру нагрева арматуры класса At-V
вычисляют
fs.cr = 660-330ySI.cr, (8.15)
которая позволяет определить время нагрева балки до разрушения
с учетом коэффициента температуропроводности бетона, располо-
жения арматуры и плотности бетона.
Мероприятия по повышению жаро- и огнестойкости конструкций.
Массивные конструкции лучше сопротивляются воздействию
высоких температур. При пожаре колонны большого поперечного
сечения с небольшим количеством арматуры лучше сопротивляют-
ся действию огня, чем колонны небольшого поперечного сечения и
тем более сильно армированные. Поэтому площадь сечения
продольной арматуры колонн не должна превышать 3% площади
их поперечного сечения.
Ширина температурно-усадочного шва b не должна превышать
&tl, где — относительное удлинение оси элемента; I—расстояние
между температурными швами. Кроме того, ширину b принимают
не менее 20 мм. Шов заполняют шнуровым асбестом, смоченным
в глиняном растворе.
Для снижения температурных усилии от неравномерного
нагрева по сечению элементов в сжатой, более нагретой, зоне
бетона устраивают компенсационные швы шириной 2... 5 мм с
шагом 600... 800 мм и на глубину не более 30% высоты сечения.
Швы направляют перпендикулярно действию сжимающих темпе-
ратурных усилий.
При действии повышенных технологических температур не
рекомендуют применять кладку из силикатного кирпича. Камен-
ную кладку выполняю! на обычном цементном растворе, если
температура нагрева на ее поверхность не превышает 250 С.
Кладку из качественного глиняного кирпича на жаростойком
растворе выполняю! до температуры нагрева 500 С. Жаростой-
кий цементный раствор приготовляют на порошке среднего
помола, изготовленного из боя шамотного кирпича.
242
Арматурные стержни устанавливают в вертикальные швы
кладки на расстоянии не менее полкирпича от наружной поверх-
ности.
Арматурные стали, предназначенные для конструкций, рабо-
тающих в условиях нагрева, должны обладать достаточной
пластичностью. При высоких температурах рекомендуют приме-
нять жаростойкую арматурную сталь марки 08X17Т. Арматуру,
поставленную в горячую зону жаростойкого бетона по конструк-
тивным соображениям, смазывают выгорающей обмазкой на
битумной основе.
Диаметр продольной арматуры не должен превышать 28; 25;
20; 16 и 12 мм при температуре нагрева соответственно 100;
100...200; 200...300; 300...400 и 5=400° С. Длину анкеровки
стержней увеличивают на 5 диаметров.
Толщину защитного слоя обычного бетона увеличивают не
менее чем на 5 мм, и не менее до 1,5г/; 2d и 2,5d при температуре
нагрева соответственно <100; 100...300 и >300° С. В конструк-
циях из жаростойкого бетона ее принимают не менее 30...40 мм
для плит или стен и 45... 50 мм в балках и колоннах.
При нагреве железобетонных конструкций может сильно
увеличиваться длина передачи предварительных напряжений /Р.
Поэтому рекомендуют торцевые зоны преднапряженных элемен-
тов утолщить, чтобы расстояние от арматуры до нагреваемой
поверхности балки было не менее 75 мм. Кроме того, в этой зоне
ставят дополнительные хомуты на расстоянии от торца не менее
1 м и не менее 1,5/Р.
8.3 Конструкции, эксплуатируемые
и возводимые при низких температурах
Особенности проектирования железобетонных конст-
рукций, эксплуатируемых при низких температурах. При проекти-
ровании конструкций, эксплуатируемых в суровых природно-кли-
матических условиях, следует предусмотреть меры по обеспечению
долговечности зданий и сооружений. Это объясняется тем, что
строительные работы при низких температурах требуют больших
материальных и трудовых расходов, а ремонт конструкций может
в несколько раз превышать стоимость их возведения. Требования
по долговечности относятся в первую очередь к железобетонным
конструкциям фундаментов и подземных сооружений.
Степень суровости температурных воздействий зависит от
средней годовой температуры и размаха колебаний среднемесяч-
ных температур окружающей среды (табл. 8.4).
В условиях низких температур рекомендуют применять бе-
тоны плотной структуры и повышенной морозостойкости. По
В. М. Москвину, причинами деструкции бетона при низких
температурах являются: различие коэффициентов деформаций
243
Таблица 8.4. Классификация
температурных воздейстиий
Условия суровости температурных воз- действий Средняя годовая температура. С Размах колебаний среднемесячных температур. С
Нормальные Свыше +11 Не более 22
Средние + 6 28...30
Суровые 0 34...36
Особо суровые — 5 и ниже 44... 46
между составными частями бетона; замерзание воды в замкнутых
пространствах, когда она заполняет не менее 92% объема пор;
гидравлическое давление от перемещения фронта холода от
поверхности в глубь конструкции, предельная величина которого
зависит от прочности бетона на растяжение и скорости замерзания
бетона; образование ледяных линз в порах бетона при стабильном
фронте холода вследствие капиллярного поднятия и конденсации
паров воды у холодной поверхности льда.
В тонкостенных конструкциях основной причиной разрушения
бетона является замерзание воды в капиллярах и порах бетона. В
толстостенных конструкциях морозостойкость бетона в значитель-
ной степени зависит от его сопротивления гидравлическому
давлению, поэтому при подборе марок бетона по морозостой-
кости и водонепроницаемости следует учитывать размеры бетон-
ных и железобетонных конструкций, а не только агрессивность
режима окружающей среды, как это рекомендуется нормами
проектирования.
Многократное циклическое замораживание до —50е С и оттаи-
вание бетона без увлажнения практически не влияет на его
прочность. Однако в тех случаях, когда оттаивание бетона
происходит во влажных условиях, прочность его может сильно
снижаться, поэтому в особо суровых условиях эксплуатации
железобетонных конструкций рекомендуют применять бетон на
напрягающемся цементе с добавкой суперпластификатора. Причем
суперпластификаторы следует использовать при приготовлении
смесей для сборных и монолитных железобетонных конструкций,
эксплуатируемых при низких температурах, в том числе в
агрессивных грунтах.
Отрицательные температуры оказывают вредное влияние на
деформативные свойства арматурных сталей. Хотя предел теку-
чести и временное сопротивление сталей при замораживании
несколько повышаются, им характерна склонность к хлоднолом-
кости при ударе. Наибольшую склонность к хрупкому разруше-
нию имеют кипящие и термически упрочненные стали, самую
низкую — сталь марки 10 ГТ класса А-П. Данную арматурную
сталь рекомендуют применять в конструкциях, эксплуатируемых
или возводимых в условиях низких температур.
244
Вид арматуры и стали для закладных деталей применяют с
учетом условий эксплуатации конструкций на открытом воздухе и
в неотапливаемых зданиях, а также температуры воздуха и
характера действующих нагрузок.
Для животноводческих и других зданий с относительной
влажностью среды свыше 75% конструкция наружных стен
должна быть двухслойной. В качестве изолирующего слоя с
внутренней стороны стены применяют плотный тяжелый бетон.
При проектировании конструкций следует иметь в виду, что
при низких температурах может меняться интенсивность некото-
рых нагрузок. Например, вследствие изменения температур окру-
жающей среды и грунта давление последнего на подпорную стену
увеличивается на 50... 100%.
При расчете статически неопределимых конструкций следует
учитывать дополнительное перераспределение усилий. Опасным
является возникновение дополнительных растягивающих продоль-
ных сил в ригелях рам при снижении температуры окружающей
среды.
Особенности бетонных работ в зимних условиях. После за-
мерзания твердение бетона прекращается. Оно продолжается лишь
после оттаивания и выдерживания бетона при положительной
температуре. Однако окончательная прочность бетона снижается и
тем больше, чем в более раннем возрасте он замерз. Поэтому
средняя кубиковая прочность бетона к моменту замораживания или
критическая прочность должна составлять не менее 5... 10 МПа.
Условия и срок, к которому допускается замерзание бетона обычных
и предварительно напряженных железобетонных конструкций,
рекомендуется указывать в проекте. Набор бетоном требуемой
проектной прочности достигают несколькими способами.
Противоморозные добавки экономически целесообразны, если
внешняя отрицательная температура позволяет достигать критиче-
ской прочности бетона к концу установленного срока. Вид
противоморозной добавки зависит от типа конструкции, ее
армирования и агрессивности эксплуатационной среды. Количество
добавки находится в пределах 3... 16% от массы цемента и
устанавливается строительной лабораторией.
Рекомендуют применять комплексные добавки, содержащие су-
перпластификаторы, противоморозные компоненты СаС12, NaCl,
NaNO2. ННК, К2СО3 и др. В комплексных добавках расход де-
фицитных противоморозных компонентов уменьшается в 4... 5 раз.
Электротермообработку бетона выполняют методами элект-
родного прогрева, прогрева различными электронагревательными
устройствами и индукционного нагрева в электромагнитном поле.
При применении электродного прогрева бетон прогревают в
конструкции или до его укладки в опалубку за счет теплоты,
выделяющейся внутри бетона, данный метод относится к наибо-
лее эффективным и экономичным видам электротермообработки.
245
Рациональным считают периферийный электропрогрев бетона с
помощью электродов, прикрепленных на опалубке. Данный способ
электропрогрева бетона обеспечивает качество железобетонных
конструкций, бетонируемых при низких температурах. Целесооб-
разно при этом применять бетонные смеси с противоморозными
добавками.
Способ термоса основан на использовании теплоты подогретых
составляющих бетонных смесей и теплоты, выделяемой при
твердении цемента. Этот способ рекомендуют применять при
бетонировании массивных конструкций.
8.4 Конструкции, эксплуатируемые
в сейсмических районах
Общие положения. При проектировании зданий и
сооружений, предназначенных для строительства в сейсмических
районах, следует применять конструктивные решения, позволяю-
щие до минимума снижать сейсмические нагрузки. Поэтому
рекомендуют применять симметричные конструктивные схемы,
легкие ограждающие конструкции и такие несущие относительно
обеих осей здания в плане конструкции, которые обеспечивают
развитие пластических деформаций в элементах и стыках.
В том случае, если здания или сооружения имеют сложную
форму в плане или их смежные участки имеют перепады высот
5 м и более, то вводят антисейсмические швы. Они должны раз-
делять здания и сооружения по всей высоте. Ширина таких швов
составляет 30 + 0,004 (Я— 5000) мм, где Н—высота здания, мм.
Строительство жилых домов из сырцового кирпича, самана и
грунтоблоков допускают лишь в сельских населенных пунктах при
условии усиления стен деревянным каркасом с диагональными
связями.
Сборные железобетонные перекрытия и покрытия должны
быть замоноличены (жесткие — в горизонтальной плоскости) и
соединены с вертикальными несущими конструкциями.
Покрытия одноэтажных зданий для строительства в сейсмиче-
ских районах следует принимать сборно-монолитной конструкции.
Многопролетные стропильные покрытия, как и многоволновые
оболочки для сейсмических районов, целесообразно проектировать
неразрезными с целью повышениях их жесткости и устойчивости.
Фундаменты зданий рекомендуют закладывать на одном
уровне. По верху сборных ленточных фундаментов в слое
цементного раствора толщиной 40 мм следует укладывать про-
дольную арматуру диаметром 10 мм в количестве трех, четырех и
шести стержней при расчетной сейсмичности соответственно 7, 8 и
9 баллов. В углах и пересечениях стен подвалов рекомендуют в
горизонтальные швы укладывать арматурные сетки длиной 2 м с
продольной арматурой не менее 208 A-I.
246
Во внецентренно сжатых и изгибаемых элементах шаг попереч-
ной арматуры должен быть не более 400 мм, а также не более 12d
при вязаных каркасах и не более 15г/ при сварных каркасах, где
d—наименьший диаметр сжатых продольных стержней. В местах
стыкования рабочей арматуры и при продольном армировании
свыше 3% расстояние между хомутами во внецентренно сжатых
элементах не должно превышать %d и 250 мм.
Для обеспечения пластических деформаций в предварительно
напряженных конструкциях принимают арматуру, для которой
относительное удлинение после разрыва должно быть не менее
2%. Кроме того, усилия, характеризующие прочность сечений,
должны превышать усилия, воспринимаемые сечениями при
образовании трещин, не менее чем на 25%.
Особенности конструирования каркасных зданий. В каркасных
зданиях горизонтальную сейсмическую нагрузку воспринимают
каркас с жесткими узлами рам, каркас с заполнением, каркас с
вертикальными связями, диафрагмами или стволами жесткости.
При расчетной сейсмичности 7...8 баллов допускают применять
наружные каменные стены высотой не более 7 м.
Диафрагмы, связи и ядра жесткости должны быть непрерывны-
ми по всей высоте здания и расположены в обоих направлениях
равномерно и симметрично относительно центра тяжести здания.
При выборе конструктивных схем следует предусмотреть возник-
новения первых пластических зон в горизонтальных элементах
каркаса (ригелях, перемычках и обвязочных балках).
По способу изготовления и возведения железобетонные карка-
сы зданий могут быть сборными, сборно-монолитными и моно-
литными. Жесткие узлы железобетонных рам должны быть
усилены применением сварных сеток и замкнутых хомутов
(рис. 8.3).
Участки ригелей и колонн, примыкающие к жестким узлам рам
на расстоянии, равном не менее высоты их сечения, усиливают
дополнительной замкнутой поперечной арматурой (хомутами) с
шагом не более 100 мм в рамных системах и не более 200 мм в
связевых системах. При расчетной сейсмичности 8 и 9 баллов шаг
хомутов в колоннах рам не должен превышать Ь/2, где b — наи-
меньший размер сечения колонны. Диаметр хомутов следует
принимать не менее 8 мм.
В сборно-монолитном каркасе колонны и плиты перекры-
тий объединяют в единую конструкцию путем натяжения на
бетон канатной арматуры. Ее пропускают через отверстия
колонн в зазорах между крупноразмерными панелями пере-
крытия.
Сборные колонны многоэтажных зданий по возможности
следует укрупнять на несколько этажей. Стыки колонн необходи-
мо располагать в зонах с минимальными изгибающими мо-
ментами.
247
Рис. 8.3. Армирование узла сборной
(я) и монолитной (б) железобетонной
рамы:
/ - продольная арматура; 2 —то же,
поперечная; 5 —усиленный арматурный
выпуск; 4 опорный столик из уголков с
отверстием; 5 дополнительная продоль-
ная арматура; 6 - поперечная арматура
Рис. 8.4. Конструктивное решение
стыковых соединений панелей внут-
ренних стен крупнопанельных зда-
ний
Особенности конструирования крупнопанельных и объемно-блоч-
ных зданий. Для зданий сейсмических районов рекомендуют
принимать конструктивную схему с несущими поперечными и
продольными стенами. Панели стен и перекрытий соединяют
путем сварки выпусков арматуры, анкерных стержней и закладных
деталей. Таким образом все элементы зданий объединяют в
единую пространственную конструкцию, способную воспринимать
сейсмические нагрузки. Несущую способность зданий повышают
путем применения вертикальной напрягаемой арматуры.
Фундаменты применяют ленточные из монолитного железобе-
тона. При больших нагрузках и слабых грунтах может оказаться
рациональным фундамент в виде сплошной монолитной плиты.
Стеновые панели армируют пространственными каркасами.
Пример конструктивного решения внутренней стеновой панели и
ее стыков показан на рис. 8.4. Стены по всей длине и ширине
здания должны быть, как правило, непрерывными.
Благодаря большой пространственной жесткости и способ-
ности перераспределять усилия, объемно-блочные здания вполне
подходят для строительства в сейсмических районах. При строи-
тельстве блоки размерами на всю комнату соединяют по высоте
только по углам. Однако по всем граням блоков устанавливают
248
вертикальную арматуру. Для повышения жесткости горизонталь-
ных стыков блоков целесообразно устраивать шпоночные связи.
Для снижения сейсмических нагрузок устраивают в зданиях так
называемый первый гибкий этаж, т. е. первый этаж многоэтажных
зданий выполняют каркасным.
Особенности конструирования каменных зданий. В зданиях с
несущими стенами из кирпича или каменной кладки, кроме
наружных продольных стен, должно быть не менее одной
внутренней продольной стены. При этом соблюдают требования
по минимальной ширине простенков и максимальной ширине
проемов.
Сейсмостойкость каменных стен зданий повышают арматурны-
ми сетками, вертикальными железобетонными элементами (сер-
дечниками), предварительным напряжением кладки. В уровне
перекрытий и покрытий зданий устраивают антисейсмические
железобетонные пояса по всем продольным и поперечным стенам.
Связь поясов с кладкой может быть усилена выпусками арматуры
и железобетонными анкерами.
Антисейсмические пояса устраивают на всю ширину стены.
Высота поясов должна быть не менее 150 мм. Их возводят из
бетона класса не ниже В 12,5 и армируют четырьмя продольными
стержнями диаметром 10 и 12 мм при расчетной сейсмичности
соответственно 7, 8 и 9 баллов. Кроме того, армируют горизон-
тальной арматурой все угловые участки наружных стен и
сопряжения внутренних стен к наружным. Аналогичное армиро-
вание применяют для стен из монолитного бетона.
Проемы большой ширины и узкие простенки окаймляют
железобетонной рамкой (рис. 8.5). Перемычки устраивают, как
правило, на всю толщину стены и заделывают в кладку на
глубину не менее 350 мм (при ширине проема до 1,5 м — не
менее 250 мм).
Принцип расчета конструкций на сейсмические воздействия.
Расчет железобетонных и каменных конструкций выполняют по
первой группе предельных состояний. При расчете по прочности
нормальных сечений изгибаемых и внецентренно сжатых элемен-
тов граничную высоту сжатой зоны бетона принимают на 15%
меньше чем при действии статических нагрузок.
Расчет усилий зданий и сооружений на сейсмические воздей-
ствия производят, как и для упругих систем. Неучет упруго-
пластических свойств материалов ведет к переоценке расчетных
сейсмических нагрузок. Поэтому расчетные ускорения грунта
принимают меньше максимальных, зарегистрированных при силь-
ных землетрясениях.
Сейсмические воздействия и колебания конструкций могут
быть описаны случайными процессами (случайными функциями
времени). Моменты времени и интенсивности землетрясения также
носят случайный характер. Поэтому целесообразно применять
249
Рис. 8.5. Усиление граней оконных (а) и дверных
(б) проемов:
/—железобетонный сердечник; 2—железобетонная
перемычка, объединенная с обвязкой; 3— железобетон-
ная обвязка
Рис. 8.6. К расчету сейсмических нагрузок
стохастические методы расчета зданий и сооружений на сейсми-
ческие воздействия. Поскольку такие методы слабо развиты,
сейсмические нагрузки вычисляют, пользуясь динамическими
методами (рис. 8.6).
Расчетную горизонтальную сейсмическую нагрузку, приложен-
ную к точке к и соответствующую z-му тону собственных
колебаний зданий и сооружений, определяют по формуле
Fik = ^2Foik- (8-16)
Здесь xt^l— коэффициент, учитывающий допускаемые поврежде-
ния конструкций (xt = l, если повреждения не допускаются);
х2 = 0,5...3— коэффициент, учитывающий конструктивное решение
и число этажей зданий и сооружений;
= (817)
— значение сейсмической нагрузки, определяемое в предположении
упругого деформирования конструкций, где Gk — вес здания или
сооружения, отнесенный к точке к; а = 0,1; 0,2 и 0,4 соответственно
для расчетной сейсмичности 7, 8 и 9 баллов; 3 — коэффициент
динамичности, соответствующий г-му тону собственных колебаний
здания или сооружения и зависящий от периодов его собственных
колебаний и категории грунтов по сейсмическим свойствам;
250
и3 = 1... 1,5 — коэффициент, зависящий от характеристики кон-
струкций;
nffc = xik X GjXij/ X (GjXij) (8.18)
j=i j=i
— коэффициент, зависящий от формы деформаций здания или
сооружения при его собственных колебаниях по z-му тону и от
места расположения нагрузки Gk (см. рис. 8.6).
Расчетные значения усилий в железобетонных и каменных
конструкциях от сейсмической нагрузки
I т
Sef= T.S?, (8.19)
V i—i
где Si — значения усилий, вызываемых сейсмическими нагрузками,
соответствующими z-й форме колебаний; т — число учитываемых
в расчетах форм колебаний. Для каменных зданий высотой до
пяти этажей допускают определять сейсмические нагрузки с
учетом только первой (основной) формы колебаний.
Расчетные вертикальные сейсмические нагрузки вычисляют по
формулам (8.16) и (8.17) при коэффициентах и2 = и3 = 1. Для зданий
с несущими стенами из монолитного бетона и каменной кладки
вертикальную сейсмическую нагрузку принимают равной 15% и
30% вертикальной статической нагрузки при расчетной сейсмич-
ности соответственно 8 и 9 баллов. Вертикальную нагрузку
необходимо учитывать лишь при расчете каменных и консольных
конструкций, а также рам, арок, ферм и пространственных
покрытий пролетами 24 м и более. Направление действия верти-
кальной нагрузки (вверх или вниз) принимают более невыгодным
для напряженного состояния конструкции.
При расчете конструкций расчетные постоянные, временные
длительные и кратковременные нагрузки умножают на коэффи-
циенты сочетаний, равные соответственно 0,9; 0,8 и 0,5. При этом
ветровую нагрузку, кратковременные динамические воздействия
оборудования, инерционные силы от масс на гибких подвесках и
температурные климатические воздействия не учитывают.
При расчете подпорных стен следует учитывать сейсмическое
давление грунта, а при расчете резервуаров — сейсмическое давле-
ние жидкости.
Допускают принимать плоскую расчетную схему многоэтаж-
ных зданий со стенами из монолитного бетона, сборных железо-
бетонных панелей и каменной кладки. Согласно данной схеме
горизонтальные сейсмические силы воспринимает ряд вертикаль-
ных диафрагм, параллельных направлению нагрузки. Сейсмиче-
ская нагрузка распределяется между диафрагмами пропорцио-
нально их жесткостям.
251
8.5 . Способы восстановления
и усиления конструкций
Задачи реконструкции зданий и усиления конструкций.
Строительство новых, технически более совершенных предприятий
целесообразно сочетать с реконструкцией существующих. Во
многих случаях весьма выгодно и экономически целесообразно
прирост производственных мощностей обеспечивать за счет
технического перевооружения действующих промышленных зда-
ний и сооружений. Техническое перевооружение требует правиль-
ного подхода к реконструкции предприятий, в том числе учета
необходимости выполнения строительно-монтажных работ в про-
цессе эксплуатации зданий.
Реконструкция промышленных и гражданских зданий тесно
связана с износом зданий и сооружений. Износ зданий под-
разделяют на физический и моральный. Физический износ заклю-
чается в ухудшении технических качеств, а также снижении
эксплуатационной пригодности и несущей способности конструк-
тивных элементов. В железобетонных и каменных конструкциях
возникает при этом большое количество нежелательных трещин,
снижающих сплошность бетона и каменной кладки. Виды распо-
ложения трещин в элементах приведены на рис. 8.7 и 8.8.
Особую опасность для наземных конструкций представляет
пучение грунта вследствие проникания закислованных вод в
основания фундаментов, приводящее к их разрушению.
Причинами физического износа конструкций являются также
ошибки, возникающие как при проектировании, так и при
возведении зданий и сооружений. К производственным ошибкам
относятся неправильное количество, положение и анкеровка
рабочих арматурных стержней, неправильный состав бетонных
смесей и плохое их уплотнение, некачественные сварные стыки
арматуры и закладных деталей и т. д.
Трещины в бетоне и каменной кладке неизбежны также при
температурно-усадочных и пожарных воздействиях. После остыва-
ния конструкций имеют место необратимые деформации, а также
понижение их трещиностойкости и прочности. Поэтому после
воздействия пожара несущие бетонные и железобетонные кон-
струкции могут быть пригодны для эксплуатации, если темпера-
тура не превышала 200...400° С в зависимости от вида бетона и
интенсивности напряжений.
Следует отметить, что весьма трудно выявить элементы,
которые подлежат восстановлению или усилению, а также несущая
способность которых снижена настолько, что они не удовлетво-
ряют эксплуатационным требованиям и снижают надежность
здания или сооружения.
При восстановлении железобетонных и каменных конструкций
неконструктивные трещины должны быть герметически заделаны,
252
Рис. 8.8. Виды расположения неконструктивных трещин в наружных стенах при
наличии слабого основания под средней (а) и крайней (б) частями здания, а также в
поперечных не несущих (в) и несущих (г) стенах при различных осадках внешних и
внутренних продольных стен
Рис. 8.7. Виды расположения неконструктивных трещин в железобетонной балке с
ненапрягаемой (а) и напрягаемой (б) арматурой, а также в железобетонной стене
или плите перекрытия (в)
поэтому вся каменная мелочь и пыль удаляются щеткой. После
этого производят заделку трещин полимерными растворами
инъецированием или вручную. Пористый и недоуплотненный
бетон железобетонных конструкций, а также некачественную
каменную кладку вырубают и замоноличивают качественным
бетоном. В ходе ремонта часто требуется временное крепление
конструкций.
Способ усиления железобетонных и каменных конструкций
зависит от их типа и обусловливается технико-экономическим
расчетом.
Усиление плит перекрытия. Самым простым способом усиления
плит перекрытия и покрытия является установка металлических
балок из прокатного профиля (в том числе из уголковой стали) в
пропилах плит с последующим оштукатуриванием или покраской.
Кроме того, такой способ усиления плит является эффективным
при недостаточной глубине их опирания на стены.
Усиление ребристых монолитных перекрытий и сборных
железобетонных плит выполняют обычно наращиванием элемен-
253
Рис. 8.9. Усиление железобетонных плит наращиванием
1 — плита; 2— новый бетон
сверху (а) и снизу (б):
Рис. 8.10. Усиление железобетонных балок наращиванием снизу (а, б, в), примене-
нием внешней арматуры (г, <)) и изменением конструктивной схемы (е, ж):
1 — старый бетон; 2—новый бетон; 3— дополнительная рабочая арматура; 4—стальной
швеллер; 5 — старая арматура; 6—планка; 7—болт; 8 — тяж-затяжка
тов. Наращивание сверху производят после снятия слоев старого
пола и поврежденного верхнего слоя старого бетона плит путем
укладки арматурной сетки и слоя нового бетона толщиной не
менее 50 мм (рис. 8.9, а).
254
В тех случаях, когда нецелесообразно снимать пол, наращива-
ние плит выполняют снизу (рис. 8.9, б). При этом к старой
арматуре приваривают новые сетки, поверхность бетона обраба-
тывают насечкой, увлажняют и покрывают торкретбетоном, для
которого характерна хорошая адгезия к бетонной поверхности.
Усиление балок и ригелей. Их усиление производят путем
наращивания поперечного сечения, усиления растянутой зоны
внешней жесткой арматурой или изменения конструктивной
схемы.
Наращивание балок выполняют с приваркой к освобожденной
от защитного слоя обнаженной арматуре продольных стержней
(рис. 8.10, а, б, в). Приварку осуществляют при помощи вспо-
могательных стержней. Арматуру покрывают слоем торкрет-
бетона. Растянутую зону балок усиливают также стальными
швеллерами, которые приклеивают к бетону и анкерируют
внешними стальными планками (рис. 8.10, г) или специальными
болтами (рис. 8.10, д).
Конструктивную схему балок изменяют путем превращения
конструкции в шпренгельную систему (рис. 8.10, е). а также в
неразрезные балки. Кроме того, балки разгружают путем уста-
новки новых (дополнительных) балок между существующими, а
также устройством дополнительных опор.
Усиление колонн и простенков. Железобетонные колонны
усиливают путем устройства обойм и наращиванием поперечного
сечения с двух или одной стороны (рис. 8.11, а). Одностороннее
наращивание применяют с целью уменьшения эксцентриситета е0
приложения продольной силы N.
Дополнительную продольную арматуру соединяют со стержня-
ми колонны с помощью приваренных коротышей или хомутов. По-
верхность колонн обрабатывают насечкой, увлажняют и покрыва-
ют торкретбетоном. Во всех случаях толщина слоя нового бетона
должна быть не менее 60 мм. Площадь сечения нового бетона и
дополнительной арматуры определяют расчетом. При этом учи-
тывают возможность разгрузки колонн при производстве работ.
Сильно нагруженные и слабые колонны уси швают устрой-
ством рубашек, армированных продольными стержнями и спи-
ральной проволокой с небольшим шагом (рис. 8.11. б).
Усиление каменных простенков производят с помощью железо-
бетонных или металлических рубашек толщиной 60... 100 мм.
Железобетонные рубашки более эффективны. При соотношении
сторон усиливаемого простенка или столба более 2.5 необходимо
устраивать сквозное соединение усиливающих слоев железобетона
(рис. 8.12, а). При небольших размерах простенков и необходи-
мости значительного повышения их несущей способности в нем
устраивают сердечник из железобетона или металлических про-
филей. Железобетонную обойму выполняют из бетона классов
В 12,5... В20.
255
Рис. 8.11. Усиление железобетонных колонн обоймой с продольной (а) и спираль-
ной (б) арматурой:
1—старый бетон; 2—новый бетон; 3 — балка
Рис. 8.12. Усиление йростенок (а) и колонн (б) каменных зданий:
1—швеллерная накладка; 2 — каменная кладка; 3—болт; 4—угловая накладка; 5 — упоры
накладок
Кирпичные колонны усиливают также стальной обоймой,
состоящей из четырех вертикальных уголков, устанавливаемых на
растворе по углам усиливаемой колонны, и хомутов из полосовой
стали или круглых стержней, приваренных к уголкам (рис. 8.12,6).
Угловые накладки делают несколько длиннее расстояния между
верхним и нижним упорами. Затем их сжимают с помощью
болтов, чем достигаются предварительные сжимающие напряже-
ния в обойме и разгрузка колонны.
256
Рис. 8.13. Усиление ленточных (а, б, в) и отдельных (г) фундаментов:
/ фундамент: 2 — новый бетон: 3 — поперечная балка; 4—продольная стальная балка;
5 — арматурный каркас; 6—стержень диаметром 16...20 мм
Расстояние между хомутами обоймы должно быть не более
меньшего размера и не более 500 мм. Стальная обойма должна
быть защищена от коррозии слоем цементного раствора толщи-
ной 25... 30 мм, нанесенного по металлической сетке.
Усиление закладных деталей. Опыт эксплуатации сборных
железобетонных конструкций, и в первую очередь крупнопанель-
ных зданий, показал, что стыки являются весьма слабым местом
несущих и ограждающих элементов. В стыках постоянно возни-
кают напряжения, вызываемые усадкой бетона, изменением
температуры, влиянием атмосферных воздействий, осадки фунда-
ментов и т. д. Остаточная податливость и коррозионные разруше-
ния соединительных и закладных деталей, а также связей могут
сильно снижать прочность и пространственную жесткость кон-
струкций.
Все конструктивные стыки, в которых сечение закладных
деталей уменьшилось более чем на 30%, подлежат усилению
путем введения новых соединительных элементов.
Усиление фундаментов. Усиление фундаментов зданий и соору-
жений выполняют путем увеличения размеров в плане их
подошвы.
Ленточные фундаменты усиливают путем установки попереч-
ных стальных элементов, опирающихся на продольные стальные
или железобетонные балки, и наращивания поперечного сечения
фундамента монолитным бетоном (рис. 8.13, а, б). В слабо нагру-
женных ленточных фундаментах продольные балки не устанавли-
вают (рис. 8.13, в).
Отдельные фундаменты под колонны усиливают устройством
монолитной железобетонной обоймы (рис. 8.13, г).
Заключение
В учебнике изложены основы механики бетона,
каменной кладки и железобетона, а также принципы кон-
струирования и расчета отдельных элементов и конструкций
зданий и сооружений. При этом автором сделана попытка
указать направления и проблемы научно-технического про-
гресса в области массивных каркасных и бескаркасных
конструкций.
При подготовке материала учебника автором было
учтено, что развитие строительной индустрии тесно связано с
усилением роли фундаментальных значений в предмете
«Железобетонные и каменные конструкции» для студентов
специальности 29.03 «Промышленное и гражданское строи-
тельство». Это объясняется тем, что массивные конструкции
еще долго будут служить основным материалом зданий и
сооружений.
Как в первой, так и во второй части учебника приведены
оригинальные данные, представляющие теоретическую и
практическую ценность, а также новизну и интерес не только
для студентов, но и для инженеров строительных специаль-
ностей. Поэтому учебник может быть использован в качестве
учебного пособия для Инженеров и преподавателей высших и
средних учебных заведений, повышающих свою квалифика-
цию самостоятельно или на специальных факультетах.
Литература
Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. М., 1985.
Проектирование и расчет многоэтажных гражданских зданий и их элементов/
Дроздов П. Ф., Додонов М. И., Паныиин Л. Л. и др. Под ред. 77. Ф. Дроздова.
М„ 1986.
Дыховичный Ю. А., Максименко В. А. Сборный железобетонный унифицированный
каркас. М., 1985.
Железобетонные конструкции / Под ред. Л. П. Полякова, Е. Ф. Лысенко и Л. В. Куз-
нецова. Киев, 1984.
Железобетонные конструкции. Специальный курс / Под ред. В. И. Байкова. М.,
1981.
Каменные и армокаменные конструкции. Примеры расчета/Под ред. Л. П. Поля-
кова. Киев, 1980.
Лепский В. И., Паньшин Л. Л., Кац Г. Л. Полносборные конструкции общественных
зданий. М., 1986.
Маковский Л. В. Городские подземные транспортные сооружения. М., 1979.
Милованов А. Ф. Огнестойкость железобетонных конструкций. М., 1986.
Проектирование железобетонных конструкций. Справочное пособие / Под ред.
А. Б. Голышева. Киев, 1985.
Проектирование и строительство зданий методом подъема/Под ред. Р. О. Саакя-
на. М., 1986.
Руководство по проектированию железобетонных конструкций с безбалочными
перекрытиями. М., 1979.
СНиП 2.03.04—84. Бетонные и железобетонные конструкции, предназначенные для
работы в условиях воздействия повышенных и высоких температур. М., 1986.
СНиП 2.03.11—85. Защита строительных конструкций от коррозии. М., 1986.
СНиП 2.02.01—83. Основание зданий и сооружений. М., 1986.
СНиП 2.02.03—85. Свайные фундаменты. М., 1986.
СНиП П-7—81. Строительство в сейсмических районах. М., 1982.
Соломин В. И., Шматков С. Б. Методы расчета и оптимальное проектирование
железобетонных фундаментных конструкций. М., 1986.
Справочник проектировщика инженерных сооружений / Под ред. А. П. Величкина и
В. Ш. Козлова. Киев, 1973.
Типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для промышленного
строительства. Справочник проектировщика / Под ред. Г. И. Бердичевского.
М., 1981.
Фалевич Б. Н., Штритер К. Ф. Проектирование каменных и крупнопанельных
конструкций. М., 1983.
Основные буквенные обозначения
А площадь
а — расстояние, ускорение
В — жесткость, ширина сооружения
b — ширина сечения
с — параметр податливости, коэффици-
ент постели
D — диамегр сооружения, цилиндри-
ческая жесткость, марка по плот-
ности
d — I дубина, диаметр арматуры
Е — модуль упругости
с — расстояние
с,, — эксцентриситет
F — сила
f — прогиб
G — модуль сдвига
7, g — нагрузка постоянная
GIt — крутильная жесткость
g — ускорение силы тяжести
Н — высота сооружения, распор
к — высота сечения
/?0 — рабочая высота сечения
1 — момент инерции сечения
/ — радиус инерции сечения, уклон
к — параметр жесткости
L — длина сооружения
/ — длина элемента, пролет
/0 — расчетная длина элемента
АЛ т — ин ибающий момент
М( — бимомент
Лг, п — продольная сила
Р — усилие предварительного обжатия
р — давление, суммарная натрузка
Q, q — поперечная сила, сила сдвига
R — сопротивление
г - радиус
5 — статический момент сечения
S, .S — нагрузка снеговая
т — шаг
Т — период колебаний
7, / — крутильный момент
t — толщина, время, температура
U - - периметр
V объем
К v — нагрузка временная
W — момент сопротивления сечения
И7, м> — нагрузка ветровая
г — высота сжатой зоны
_ — плечо пары внутренних сил
7 — коэффициент надежности, удельный
вес
ц — коэффициент армирования, коэффи-
циент трения
р - кривизна, плотность
в - угол поворота
а — нормальное напряжение
т — касательное напряжение
(р — коэффициент продольного изгиба,
угол внутреннего трения
Индексы при буквенных обозначениях
а — арматура жесткая
ас _ случайный
ad — фактический
ан — анкер
h — бетон
Ьг — ветвь брутто
с — сжатие, колонна
ad — расчетный
сг — кран критический
сгс - трещина
d — диафрагма, проектный
din — динамический
е — арматура внешняя
с\т — наружный
/ — полка, фундамент
g — основание
inc — наклонный
inf — нижний
ini — внутррепний
/ — длительный
1ос — местный
w -- средний
max - максимальный
min минимальный
ms — каменная кладка
nt - - нетто
р — преднапряжение
q - срез
г — связь
red -- приведенный
re! — надежность, релаксация
.V — арматура гибкая
ser — эксплуатационный
хр — арматура напряг аемая
stat — статический
t — кручение, растяжение, изгиб с кру-
чением, темпера гура
и — предельный
и — ветровая нагрузка, давление воды
л, у, z — направления координатных осей
Предметный указатель
Автоматизированное проектирование 7
Анкеры 81
Арки 121
Балки монолитные второстепенные 31
----главные 32
Балки сборные обвязочные 125
---- подкрановые 124
----стропильные 105, ИЗ
----фундаментные 125
Башни водонапорные 201
— радиотелевизионные 198
Бимомент 86
Бункера 209
Ванты 194
Висячие покрытия 193
Выбор конструктивного решения 5
Г ипары (гиперболические параболой-
ды) 177
Глубина заложения фундаментов 134
Давление воды 207
— грунта 221, 226, 229
— сыпучих материалов 211, 213, 216
Диафрагмы жесткости 62, 67
Допуски размеров 12
Дымовые трубы 199
Жесткость изгибная 60, 87, 90, 94
крутильная 90
— пространственная 62, 106
Заделка балок 81
Защита от коррозии 233
Здания из каменной кладки 73, 249
---- крупных блоков 74
----монолитного бетона 73
----пространственных блоков 71
-- каркасные 55, 59, 61, 104, 247
— крупнопанельные 69, 248
Каналы 233
Карнизы 78
Колонны 64, 127
Компоновка каркасных зданий много-
этажных гражданских 61, 72
промышленных 55, 58, 59
-------одноэтажных 102
оболочек 167
Консольная модель 89
Коррозия материалов 231
Коэффициент динамичности 15
- сочетания нагрузок 14, 109
Краевой эффект 171
Куполы 189
Лестничные марты 77
Линия излома. 21, 47
Метод предельного равновесия 20
Межферменный этаж 59
Нагрузка ветровая 83, 107
мостовых кранов 108
— на перекрытия зданий 14
Настилы перекрытия 41
покрытия 113
Оболочки пологие гауссовской кри-
визны 174
— цилиндрические длинные 178
--- короткие 184
Опорное кольцо 190
Опорный контур 165, 194
Опоры линий электропередачи 202
Особенности бетонных работ в зимних
условиях 245
конструирования стен 74, 75
— расчета плоскостных конструкций 19
- — фундаментов 135
— учета нагрузок 13
Панели перекрытия 38, 40, 50
— покрытия. 71, 112
— сводчатые 185
- - стеновые 68, 70
Параметр податливости 18, 84
— жесткости 18
Перекрытия балочные монолитные 27
сборные 36
---сборно-монолитные 43
261
Перекрытия безбалочные монолит-
ные 45
----сборные 49, 51
----сборно-монолитные 51
----, возведенные методом подъема 52
Перемычки 79
Перераспределение усилий 15
Пилоны 67
Плиты монолитные балочные 29
----опертые по контуру 34, 45
— сборные перекрытия 37
----площадные 77
----покрытия ПО
Повреждение конструкций 252
Повышение коррозионностойкости 233
— жаро- и огнестойкости 242
Погрешность размеров 12
Податливость узлов рам 18
Прогиб вершины зданий 93
Противоморозные добавки 245
Прочность стеновых элементов плоско-
параллельной системы 98, 100
— свай 156
Рамы монолитные 131
— сборные 130
Расчет арок 123
— балок 23, 25, 28, 30, 36, 42, 126
— бункеров 210
— диафрагм 98, 100, 173
— куполов 191
— на нагрев 240
----огнестойкость 241
----продавливание 49, 136, 141
----сейсмические воздействия 249
---- ускорение колебаний 97
— оболочек 169, 175, 180
— плит балочных 26, 28
----опертых по контуру 24, 25, 35, 48
— наружных стен 97
— простенков 96
— ростверка 158
— свай 156
— стволов 197
— усилий рамы многоэтажной 19, 60
-------одноэтажной 107, 110
----сдвигающих 94, 95, 96
— — системы 17
----фермы 118, 121
— фундаментов отдельных 138
----ленточных 147
— — свайных 157
----сооружений башенного типа 160
----сплошных 149
Резервуары цилиндрические 206
— прямоугольные 208
Ригели 56, 65
Сваи буровые 156
— забивные 153
— колонны 155
— набивные 156
Своды 187
Связи сдвига 82
Сейсмическое воздействие 246
Силосы 205
Складки длинные 182
— короткие 184
Способ расчета кинематический 24
--- статический 22
Стандартизация 11
Ствол (ядро) жесткости 63, 68
Стены подвальные 144
— подпорные 219
Температура высокая 235
— низкая 243
Температурные деформации 237
Типы оболочек 164
— резервуаров 204
— свай 153
— фундаментов 133
Тоннели 224
Трубопроводы 227
Узлы опирания 80
— сопряжения 66
— фермы 117, 119
Усиление балок 254
— колонн 255
— плит 253
— фундаментов 257
Устойчивость оболочек 172
— подпорных стен 222
Фермы подстропильные 121
— стропильные 116
Фундаменты глубокого заложения 150
— ленточные под стены 143
-------колонны 145
— отдельные 137
— под оборудование 161
— свайные 152
— сооружений башенного типа 158
— сплошные 148
Центр жесткости 85
Шарниры 24, 47
Швы деформационные 9
— осадочные 11
Эпюры усилий балок 29, 31
---связевой системы 88
Ядро жесткости 63
Оглавление
Предисловие ............................................................ 3
Глава 1. Принципы проектирования железобетонных и каменных конструк-
ций ...................................................................... 5
1.1. Общие рекомендации и система автоматизированного проектирова-
ния ............................................................. 5
1.2. Деформационные и осадочные швы .................................. 9
1.3. Стандартизация и допуски конструкций ........................... 11
1.4. Принцип расчета усилий ....................................... 13
1.5. Особенности расчета плоскостных конструкций .................... 19
1.6. Расчет конструкций по методу предельного равновесия ............ 20
Глава 2. Конструкции плоских перекрытий ................................. 27
2.1. Монолитные ребристые перекрытия с балочными плитами ............ 27
2.2. Монолитные ребристые перекрытия с плитами, опертыми по
контуру ........................................................ 34
2.3. Сборные балочные перекрытия .................................... 36
2.4. Сборно-монолитные балочные перекрытия .......................... 43
2.5. Монолитные безбалочные перекрытия .............................. 45
2.6. Сборные безбалочные перекрытия ................................. 49
2.7. Сборно-монолитные безбалочные перекрытия ....................... 51
2.8. Безбалочные перекрытия, возведенные методом подъема ............ 52
Глава 3. Конструкции многоэтажных здвннй ................................ 55
3.1. Каркасные здания промышленного типа ............................ 55
3.2. Каркасные здания гражданского типа ............................. 61
3.3. Бескаркасные здания из крупнопанельных и объемных элементов .... 69
3.4. Каменные и бетонные здания ..................................... 73
3.5. Конструкция и расчет элементов зданий ........................ 77
3.6. Основы расчета связевых систем ................................. 82
3.7. Упрощенные методы расчета связевых систем ...................... 89
3.8. Проверка прочности стеновых элементов .......................... 98
Глава 4. Конструкции одноэтажных каркасных зданий ............... 102
4.1. Конструктивные схемы одноэтажных каркасных зданий ........... 102
4.2. Расчет рам из сборных элементов ............................... 107
4.3. Плиты и настилы покрытия ....................................... НО
4.4. Балки и фермы покрытия ........................................ 113
4.5. Арки покрытия ................................................. 121
4.6. Подкрановые, фундаментные и обвязочные балки ............... 124
4.7. Колонны и рамы ................................................ 127
263
Глава 5. Конструкции фундаментов ................................... 133
5.1. Общие сведения о фундаментах .............................. 133
5.2. Отдельные фундаменты мелкого заложения .................... 137
5.3. Ленточные фундаменты ...................................... 143
5.4. Сплошные фундаменты ..................................... 148
5.5. Фундаменты глубокого заложения ............................ 150
5.6. Свайные фундаменты ........................................ 152
5.7. Фундаменты сооружений башенного типа ...................... 158
5.8. Фундаменты под оборудование и машины ...................... 161
Глава 6. Тонкостенные пространственные конструкции ................. 164
6.1. Общие сведения о пространственных конструкциях ............ 164
6.2. Особенности расчета тонких оболочек ....................... 169
6.3. Покрытия с пологими оболочками положительной гауссовой кри-
визны .......................................................... 174
6.4. Покрытия с оболочками отрицательной гауссовой кривизны ... 177
6.5. Покрытия с длинными цилиндрическими оболочками и склад-
ками ........................................................... 178
6.6. Покрытия с короткими цилиндрическими оболочками и склад-
ками ......................................................... 184
6.7. Многоволновые своды-оболочки и своды-складки .............. 187
6.8. Крупольные покрытия (оболочки вращения) ................... 189
6.9. Висячие покрытия .......................................... 193
Глава 7. Конструкции инженерных сооружений ......................... 196
7.1. Сооружения башенного типа ................................. 196
7.2. Резервуары .............................................. 204
7.3. Бункера ................................................... 209
7.4. Силосы .................................................... 214
7.5. Подпорные стены ........................................... 219
7.6. Подземные каналы, тоннели и трубопроводы ............... 223
Глава 8. Конструкции, эксплуатируемые и возводимые в особых усло-
виях .............................................................. 231
8.1. Конструкции, эксплуатируемые в условиях агрессивной среды ..... 231
8.2. Конструкции в условиях высоких температур ................. 235
8.3. Конструкции, эксплуатируемые и возводимые при низких тем-
пературах ...................................................... 243
8.4. Конструкции, эксплуатируемые в сейсмических районах ....... 246
8.5. Способы восстановления и усиления конструкций ............. 252
Заключение ......................................................... 258
Литература ......................................................... 259
Основные буквенные обозначения ..................................... 260
Индексы при буквенных обозначениях ................................. 260
Предметный указатель ............................................... 261