Текст
                    РОЕКТИРОВАНИЕ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
ООРУЖЕНИИ Я
ГОССТРОЙИЗДАТ УССР
КИ1 В—1962
А. П. Ртсо&и ц ct tt
ВБ. Сафрой ееб

ГЛАВА I МОСТЫ-ВОДОВОДЫ, СЕЛЕПРОВОДЫ, консольные ПЕРЕПАДЫ § 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ При пересечении каналов или водотоков с другими каналами или водотоками, а также с дорогами и суходолами в зависимо- сти от того, происходит ли пересечение на разных уровнях или на одном, возводятся различные сооружения: мосты-водоводы (акведуки), селепроводы (селедуки), трубы, дюкеры, сифоны. Мосты-водоводы (рис. 1—5) представляют собой сооруже- ния, которые служат для пропуска канала или водотока над другим каналом или водотоком (рекой, ручьем), а также над дорогой и суходолом. Если мосты-водоводы возводятся для про- пуска судоходных каналов, они носят название мостов-каналов. Селепроводами (рис. 4, б; 11) называют сооружения, служа- щие для пропуска селевых потоков над каналом, водотоком или дорогой и суходолом. Подобные мостам-водоводам консольные перепады (см. рис. 12) —это сооружения, возводимые в местах сосредоточен- ного падения трассы канала или в местах сброса воды из ка- нала в ближайшее понижение местности. В последнем случае они также называются консольными сбросами. При большом расстоянии от начала консольного перепада до питающего его канала последний соединяется с консольным перепадом под- водящим каналом. Каждое из рассматриваемых сооружений в самом общем слу- чае состоит из верхнего строения, пролетного строения и опор с фундаментами. В некоторых случаях верхнее и пролётное строения сооруже- ния представляют собой одно целое и разграничивать их нельзя. При большой длине сооружений (согласно СНиП) устраи- ваются температурно-усадочные швы, которые разделяют их на отдельные секции. При нескальных и полускальных основаниях эти швы являются и осадочными. В местах примыкания сооружений к каналам устраиваются специальные сопряжения (входная и выходная части). 4
Рис. 2. Мост-водовод рамного типа с вертикальными стойками: /—служебный мостик с перилами; 2—лоток; 3—опора; 4—фундамент под опору; 5—деформационный шов; б—сопряжение с каналом; 7—пазы для ремонтных заграждений; 8—трамбованный гравий; 9—дренаж; 10—выход дренажа на откос; 11—мощение булыжным камнем. 5
Вид сверху Рис. 3. Мост-водовод рамного типа с вертикальными и на- клонными стойками. 6
Рис. 4. Мост-водовод и селепровод арочного типа с расположением лотка поверху: а—мост-водовод с пролетным строением в виде бесшариирных арок; б—селепровод с пролетным строением в виде трехшар- нирного свода; 1—железобетонные плиты; 2—битумная изоляция; 3—тощий бетон; 4—дренажный канал (потерна устоя); 5—дренажные трубки d=120 мм. Рис. 5. Мост-водовод арочного типа с расположением лотка понизу: 1—перила; 2—пролетное строение; 3—служебный мостик; 4—лоток; 5—опора. « 7
Ось сооружений и примыкающих к ним сопряжений следует принимать прямолинейной (в отдельных случаях ось мостов- водоводов принимают криволинейной). Пересечения сооружений осуществляются под прямым углом или косыми. Для возведения мостов-водоводов, селепроводов, консольных перепадов, резервуаров, опускных колодцев, подпорных стенок применяют железобетон, а также сталь, дерево, бетон, каменную и кирпичную кладку и различные сочетания указанных материа- лов (например, опоры с фундаментами возводятся из бетона или каменной кладки, а пролетное и верхнее строения — из железо- бетона или дерева). Для возведения гидротехнических сооружений применяется гидротехнический бетон, удовлетворяющий требованиям ГОСТ 4795-59, 4797-56, 4798-57, 4799-57, 4800-59, 6901-54, 7473-61. Поскольку гидротехнические сооружения постоянно или эпи- зодически подвергаются воздействию воды и мороза, бетон, при- меняемый для их возведения, согласно указаниям СНиП, гл. П-Д. 2> § 4, должен обладать не только требуемой прочностью, но также и необходимой водостойкостью, водонепроницаемо- стью, морозостойкостью, а в массивных сооружениях также и малым тепловыделением при твердении. Кроме того, бетонная смесь должна обладать надлежащей подвижностью- и удобо- укладываемостью. К немассивным гидротехническим сооружениям, рассматри- ваемым в этой работе, условие обеспечения малого тепловыделе- ния не предъявляется. Материалы (цемент, добавки, крупный и мелкий заполнители, вода) должны удовлетворять требованиям действующих гостов и стандартов. Назначение вяжущего, добавок и заполнителей, а также подбор состава бетона производятся согласно указани- ям СНиП, гл. I-A. 6, I-A. 8, I-A. 9; СН 55-59. Для сооружений, осуществляемых без предварительного на- пряжения конструкций, применяются тяжелые бетоны марок 150, 200, 250, 300, относимых к возрасту 28 дней. Применение бето- нов марки 100 и ниже должно быть специально обосновано. Для сооружений, осуществляемых с предварительным напряжением конструкций, необходимо применять бетоны марок не ниже 200. Для конструкций, размеры которых определяются прочностью в растянутой зоне, марка бетона назначается по нормативному сопротивлению (пределу прочности) как при сжатии, так и при растяжении. Для гидротехнических сооружений, конструкции которых от- носятся по СНиП к «надводным», допускается применение обыч- ного (не гидротехнического) бетона. Арматура для железобетонных гидротехнических сооружений изготовляется из стали согласно указаниям СНиП, гл. I-A. 10; СН 55-59. 8
§ 2. МОСТЫ-ВОДОВОДЫ Верхнее строение В состав верхнего строения мостов-водоводов входят лоток и служебный мостик Лоток служит не- посредственно для пропуска воды. Лот- ки бывают закрытые (рис. 3; 4, о) и от- крытые полностью (рис. 2; 4, б; 5; 7, д, е) или частично (рис 1; 6, а, б; 7, б, г). Закрытый лоток представляет собой трубу с поперечным сечением любой формы. Верхняя пли- та закрытого лотка прямоугольного и квадратного попе- речного сечения ис- пользуется в качест- ве служебного или пешеходного мости- ка, а при достаточ- ной ширине и для проезда. В послед- нем случае поверху плиты укладывает- ся дорожная одеж- да, как в мостах. Открытый лоток обычно представляет собой желоб прямо- угольного или квад- ратного поперечного ('О'К'ННЯ, состоящий и । днища и стенок, в верхней части кото- рых делаются уши- с перилами. Рис. 6. Типы лотков, опор и фундаментов мо- нолитных мостов-водоводов: с_ЛОТок, открытый частично, опора в виде- однопролетной одноярусной рамы с верти- кальными стойками; б—лоток, открытый час- тично, опора в виде однопролетной двухъярус- ной рамы с вертикальными стойками; в—ло- ток, открытый полностью, опора в виде одно- пролетной двухъярусной рамы с наклонными стойками; а—лоток закрытый, в виде одно- очковой трубы, опора в виде вертикальной стойки с двухконсольной насадкой; д—лоток закрытый, в виде двухочковой трубы, опора в виде вертикальной стенки.. рения, образующие бортовые элементы. Последние бывают не- иммстричные односторонние (рис. 6, а, в) или симметричные двусторонние (рис. 6, б). Они соединяются между собой 9
10
горизонтальными поперечными балками, расположенными нор- хмально к оси лотка. Бортовые элементы и поперечные балки увеличивают жесткость стенок лотка и лотка в целом. Размеры поперечного сечения лотка в свету назначаются со- гласно гидравлическому расчету, выполненному по заданному расходу воды в лотке и уклону лотка, который принимается больше уклона канала для увеличения скорости протекания во- ды в лотке до 1—2 м!сек, чтобы избежать образования в нем наносов. Расстояния между осями поперечных балок принимаются в зависимости от конструкции служебного мостика. При располо- жении служебного мостика на поперечных балках (рис. 2) рас- стояние между ними принимается 2—4 м. Если в качестве слу- жебного мостика используются бортовые элементы (рис. 1, 5), то расстояние между осями поперечных балок может быть при- нято больше 4 м. Низ поперечных балок должен возвышаться над расчетным горизонтом воды в лотке на 15—20 см. Если лоток делается открытым и служебный мостик распо- лагается поверх него на поперечных балках, то следует учиты- вать, что между служебным мостиком и одним из бортовых эле- ментов необходим зазор шириной не менее 0,7 м, позволяющий рабочему спуститься со служебного мостика в лоток и опустить туда необходимые для ремонта лотка приспособления и инстру- менты. При небольшой высоте открытого лотка (до 1,5 м) служеб- ные мостики можно устраивать также и на одном уровне с дни- щем (см. рис. 16). Такой способ устройства служебных мостиков является целе- сообразным при большой ширине лотка и отсутствии попереч- ных балок, связывающих его стенки. Ширина служебных мостиков должна быть не менее 0,7 м (СНиП, гл. П-В. 7, § 6, п. 2). Служебные мостики по поперечным балкам следует делать сборными из отдельных элементов в виде плоских (рис. 8, а) или ребристых (рис. 8,6) плит шириной, равной ширине мости- ка, и длиной, равной расстоянию между осями поперечных ба- лок. Элементы сборных служебных мостиков прикрепляются к поддерживающим их поперечным балкам. С одной стороны’служебного мостика необходимо устраивать железобетонные, металлические или деревянные перила высо- 'loi'i 1,00 м. Перила следует делать сборными из целых звеньев или из отдельных элементов — стоек, поручня, заполнения, — ко- торые собираются на месте установки. Стойки перил устанавли- ваются на расстоянии около 2 м одна от другой и прикрепляют- 11
п-цои LJ H°u 12
<ся или к поперечным балкам, или к элементам служебного мо- стика. Размеры поперечного сечения всех элементов лотка, служеб- ного мостика и перил назначаются согласно расчетам на дей- ствующие на них нагрузки. При этом толщина днища и стенок лотка должна быть не меньше 12 см. В местах сопряжения сте- нок с днищем следует делать скосы под углом 45° высотой не менее 10 см. Высота поперечных балок принимается не меньше 715 их про- лета, не меньше толщины стенок и не меньше 15 см (принимает- ся большая из этих величин). Ширина поперечных балок прини- мается в зависимости от конструкции служебного мостика и опи- рания его на поперечные балки, но не меньше 15 см. Поперечное сечение бортовых элементов может быть прямо- угольным или трапециевидным. Размеры поперечного сечения бортовых элементов принимаются: вертикальный — не менее вы- соты поперечной балки и не менее V25 расстояния между осями поперечных балок, горизонтальный—не меньше 715 расстояния между осями поперечных балок и не меньше двойной толщины стенки. Толщина плоских плит служебного мостика принимается не менее 7ss их пролета, но не менее 8 см. В ребристых плитах при ширине служебного мостика не более 0,80 м толщина самой плиты (между ребрами) принимается не менее 5 см, а ребра — шириной не менее 10 см и высотой не менее V20 пролета, но не менее 15 см. Стойки и поручни перил рекомендуется делать квадратного или прямоугольного сечения с размером стороны не менее 10 см. Кроме того, высота поручня перил должна быть не менее 7ао расстояния между стойками. Размеры поперечных сечений эле- ментов заполнения перил принимаются по конструктивным соо- бражениям. В практике строительства мостов-водоводов имеются случаи применения открытых лотков в виде ребристых цилиндрических оболочек [28]. Предлагали применять для лотков мостов-водо- водов и мостов-каналов тонкостенные конструкции [77], но прак- тического осуществления они не получили. Лотки мостов-водоводов могут выполняться не ТОЛЬКО В МО- НОЛИТНОМ, но и в сборном железобетоне. При небольших сече- ниях лотков, а также при достаточной грузоподъемности транс- портных средств и механизмов, обслуживающих строительство, сборные элементы лотка могут быть изготовлены длиной в один пролет. Если же это невозможно, то лотки могут быть сделаны по типу лотка сборного селепровода. На рис. 1,д изображены сборные железобетонные полукруг- лые лотки, приподнятые над поверхностью грунта. Стыки лот- 13
ков делаются на опорах водонепроницаемыми, так что потери на фильтрацию отсутствуют. Изготовление лотков осуществляется: центрифугированием. При криволинейном очертании каналов переломы в плане осуществляются в местах стыков [8]. Сборный железобетонный лоток, изображенный на рис. 7, е,. имеет поперечное сечение, очерченное по многоцентровой кривой,, и переменную толщину стенок. Такая форма сечения канала яв- ляется наиболее рациональной как в техническом, так и в эконо- мическом отношении. Лоток составляется из отдельных элемен- тов, изготовляемых из предварительно напряженного железобе- тона. Стыки между отдельными сборными элементами лотка устраиваются на опорах. Образуются они путем прокладки меж- ду концами каждого элемента и опорой резинового валика, что обеспечивает водонепроницаемость и возможность продольных деформаций лотка. Резина валиков должна хорошо -противо- стоять действию солнечных лучен и некоторых вредных атмо- сферных воздействий. Опытами установлено, что таким требо- ваниям удовлетворяют валики из неопрена [33]. Внутренние поверхности лотка покрывают слоем водонепро- ницаемого раствора состава 1 : 2 (цемент : песок) толщиной 2 см, наносимого путем торкретирования. Иногда по слою раствора наносится битуминозный материал, марка которого принимается в зависимости от местных климатических условий. Наружные по- верхности всех железобетонных конструкций мостов-водоводов затирают цементным раствором. Сопряжение лотка моста-водовода с каналом следует осуществлять путем устройства из бетона или железобетона пе- реходных участков (входной и выходной частей), обеспечиваю- щих плавный переход от сечения канала к сечению лотка моста- водовода (см. рис. 2) во избежание излишних гидравлических потерь. Лоток моста-водовода необходимо заводить за пересечение с откосом на уровне верха лотка не меньше, чем на 0,75 м. Для уменьшения фильтрации длину входной и выходной ча- стей у лотка моста-водовода принимают не менее двухкрат- ной глубины воды в канале. Кроме того, по концам входной и выходной частей, а также по концам лотка устраивают стенки- шпоры; по руслу же канала у входной и выходной частей укла- дывают глинобетон, который сверху защищают бетонными пли- тами, булыжным мощением и т. п. Для отвода профильтровавшейся из канала и через швы воды при нескальных основаниях у обоих концов мостов-водоводов устраивают закрытый дренаж или открытый неглубокий с вы- водом воды на откос (см. рис. 2), если он укреплен, или глу- бокий с выводом воды в пойму. У входа в лоток и выхода из него делаются пазы для уста- новки ремонтных заграждений (см. рис. 2). 14
Пролетное строение По характеру работы лотка различают два типа мостов'» водоводов. В сооружениях первого типа элементы лотка (днище, стенкиу верхняя плита, поперечные балки) работают в поперечном на- правлении как элементы верхнего строения, а лоток в целом — в продольном направлении как пролетное строение в виде балки корытного или коробчатого сечения, то есть лоток является одно- временно и верхним и пролетным строением. В сооружениях второго типа лоток вместе с находящейся в нем водой, служебный мостик с полезной нагрузкой на нем и перилами поддерживаются специальной несущей конструкцией,, которая и является пролетным строением моста-водовода. Сооружения первого типа оказываются более экономичными по сравнению с сооружениями второго типа вследствие более рационального использования материала лотка, который работа- ет и в поперечном и в продольном направлении. Однако при больших пролетах между опорами, а также при арочных кон- струкциях пролетного строения целесообразно применять соору- жения второго типа. Схемы мостов-водоводов бывают различные. Их выбор зави- сит от местных условий. На рис. 1 представлен мост-водовод первого типа, где лоток работает в продольном направлении как свободно лежащая па опорах балка, однопролетная в пределах средних пролетов- п однопролетцая с консолью в пределах крайних пролетов. Мост-водовод может состоять также из однопролетных с дву- мя консолями рам, стойки которых вертикальны. Для получения одинаковых по абсолютной величине изгибающих моментов в. опорных и пролетном сечениях ригеля (см. рис. 2) рекомендует- ся принимать I» (вылет консоли) =0,353 /пр (пролет). Такие мосты-водоводы применяются при пересечении широ- ких, но неглубоких долин. Мост-водовод, изображенный на рис. 3, в продольном направ- лении представляет собой в пределах правой части трехпролет- пую с двумя консолями раму, стойки которой расположены: средние — наклонно, а крайние —вертикально. Лоток работает и продольном направлении как ригель рамы, образуемой лотком и поддерживающими его стойками. Такой мост-водовод рациона- лен при необходимости перекрыть узкий глубокий овраг со скальными берегами. В мостах-водоводах второго типа нагрузка от лотка воспри- нимается поддерживающими его арками или сводами, являющи- мися пролетным строением. Лоток моста-водовода может опи- рания на арки сверху (см. рис. 4, а) или подвешиваться к ар- кам снизу при помощи подвесок (см. рис. 5). В последнем слу- 15
час лоток принимает участие и работе пролетного строения, так как служит затяжкой для арок. В промежутках между места- ми опирания или подвешивания лоток работает в продольном на- правлении как ригель рамы или как многопролетная неразрезная свободно лежащая на опорах балка. Мосты-водоводы с ароч- ным пролетным строением целесообразно устраивать через до- вольно узкие, но глубокие ущелья со скальными берегами или в случае возведения массивных устоев на нескальных грунтах. Опоры и фундаменты Опоры и фундаменты мостов-водоводов, селепроводов, кон- сольных перепадов, можно разделить: а) в зависимости от способа их возведения — на монолитные (см. рис. 2, 3, 6) и сборные (см. рис. 7); б) в зависимости от заделки в грунт — на свободно опираю- щиеся на грунт (см- рис. 2; 3; 6; 7, а, б, в, д, е) и заделанные в грунт (см. рис. 7, а). Кроме того, сами опоры в зависимости от их схемы можно разделить на сплошные (рис. 4; 5; 6, а) и сквозные (рис. 2; 3; 6,а, б, в). В зависимости от местных условий опоры и фундаменты мо- стов-водоводов при железобетонном верхнем и пролетном строе-' нии могут возводиться из железобетона, бетона, каменной и кир- пичной кладки. Опоры — промежуточные и концевые — из бетона, каменной и кирпичной кладки по своей конструкции ничем не отличаются от аналогичных опор из таких же материалов, применяемых в мостостроении [32], [49], [61]. На рис. 6, а, б приведены поперечные сечения моста-водовода сопорами в виде однопролетной рамы, стойки которой располо- жены вертикально и внизу заделаны в общий железобетонный фундамент. Опора, изображенная на рис. 6, а, применяется при высоте от низа лотка до верха фундамента не более 4 м и при ширине между осями стоек не менее 2 м. При большей высоте опоры стойки соединяются между собой по середине их высоты распоркой (рис. 6,6). На рис. 6, в изображено поперечное сечение моста-водовода, опоры которого представляют собой однопролетные двухъярус- ные рамы с наклонно расположенными стойками, заделанными в отдельные железобетонные фундаменты ступенчатого типа. Стойки опор располагаются наклонно тогда, когда при верти- кальном их расположении не обеспечивается устойчивость моста- водовода в поперечном направлении при действии на него давле- ния ветра. На рис. 6, г изображена опора в виде железобетонной стой- ки с двухконсольной насадкой. Стойки располагаются по оси 16
моста-водовода и поддерживают лоток коробчатого сечения. Они внизу монолитно связаны с фундаментами, а насадка ввер- ху— с лотком моста-водовода. Верхняя плита используется для пешеходного движения. На рис. 6,д изображена опора в виде железобетонной стенки, внизу заделанной в железобетонный фундамент ступенчатого типа и вверху монолитно связанной с лотком моста-водовода в виде двухочковой трубы прямоугольного поперечного сечения. Верхняя плита лотка используется для автогужевого и пешеход- ного движения. В продольном направлении вся конструкция мос- та-водов,ода представляет собой раму, ригелем которой является лоток, а стойками—стенки. Схема рамы может быть различной. Опора, изображенная на рис. 7, а, представляет собой же- лезобетонную стойку Т-образного очертания, которая заделыва- ется внизу в сборный железобетонный пирамидальный фунда- мент стаканного типа. На рис. 7,6 изображена опора, состоящая из двух стоек, ри- геля (вверху) и распорки (внизу). Стойки своими нижними кон- цами заделываются в гнезда ступенчатых фундаментов. В зави- симости от грузоподъемности .транспортных средств и мощности оборудования для монтажа сборных конструкций эти опоры мо- гут изготовляться на заводе полностью в виде целых рам или в виде отдельных элементов (стоек, ригелей, распорок), которые • , монтируются на месте установки. Весьма интересной является облегченная конструкция опоры V# и фундамента, изображенных на рис. 7, в. Фундамент сборный; '••для облегчения веса монтажных элементов он составляется из * двух частей. Нижняя часть вверху имеет углубление, в котором устанавливается верхняя часть с гнездом вверху для заделки опоры. Тело опоры представляет собой столб круглого, квадрат- ного или прямоугольного поперечного сечения, возводимый из тонкостенных пустотелых элементов соответствующего очерта- ния (колец, бездонных ящиков) с армированным бетонным за- полнением. Поверх на тело опоры укладывается двухконсоль- ная железобетонная насадка, на которую опирается лоток. Опоры, изображенные на рис. 1, состоят из забитых в грунт железобетонных свай, соединенных поверху железобетонной на- садкой, служащей опорной подушкой для лотка. Сваи опор мо- гут располагаться по длине сооружения как в два ряда, так и в один. Свайная двухъярусная опора, нижний ярус которой состоит из свай, забитых в грунт, по верху которых делается же- лезобетонный ростверк,, а верхний ярус состоит из железобетон- ных стоек, заделанных внизу в этот ростверк и соединенных вверху железобетонной насадкой, представлена на рис. 7, г. Вместо забивки свай можно применять их вибропогружение. Для устройства опор могут быть применены также центрифу- гированные железобетонные 'трубы, по верху которых укладыва- 2—200 17 Г" БИЬл?*Ю I
стся железобетонная насадка, служащая опорной подушкой для лотка. Опускание труб может быть осуни-пнлено с применением подмыва и ли специальных бурильных установок. Свободное опирание лотка моста-водовода на опоры (рис. 7, а, б, в, г) осуществляется аналогично опиранию пролетных строе- ний балочных железобетонных мостов. Разновидности сборных опор изображены также на рис. 7, д, е [8], [33]. Фундаменты под опоры мостов-водоводов, селепроводов, кон- сольных перепадов при свободном опирании их па грунт в зави- симости от вида опоры и величины допускаемого давления на грунт представляют собой плиту консольную, однонролетную без консолей или с консолями, или многопролетную неразрезную без консолей или с консолями безреберную или ребристую кон- струкцию балочного типа. 1 Швы Согласно СНиП-61, гл. II-16.1 расстояния между темпе- ратурно-усадочными швами в железобетонных сооружениях и их элементах, находящихся на открытом воздухе, не должны превышать в At: В каркасных из тяжелого бетона: сборных.................................40 монолитных.............................30 В сплошных: из тяжелого бетона..........................25 из легкого бетона..................... 20 Швы между отдельными секциями моста-водовода, между входной частью и началом его, а также между концом его и вы- ходной частью должны быть шарнирно-подвижными и водо- непроницаемыми. Ширина шва определяется по формуле Al=a-At-L, (1) где а—коэффициент линейного расширения бетона и железо- бетона (при охлаждении, а также при нагреве в пре- делах от 0 до 100° принимается равным 0,00001); At—амплитуда колебаний температуры наружного воздуха в месте возведения сооружения относительно темпера- туры, при которой осуществлялось его возведение; /.—расстояние между швами. Ширина шва принимается не меньше 2 см. Конструкция швов между лотком моста-водовода и сопря- жениями приведена на рис. 9. 18
Швы между отдельными секциями лотка моста-водовода бы- вают битумные, резиновые и металлические. В битумных швах (рис. 10, а, б) стальные полосы толщиной 6—8 мм и компенсатор толщиной 2—3 мм предохраняют битум от вытекания из шва. Чтобы обеспечить изменение ширины шва, дыры для болтов в наружной стальной полосе (с низовой сто- роны ее по течению) делают овальными. Щель в месте шва меж- ду секциями лотка законопачивается изнутри. Рис. 9. Конструкция швов в местах примы- кания лотка к сопряжениям с каналом: 1—подготовка; 2—тощий бетон; 3—бетон; 4—железобетон; 5—битумные маты; 6—би- тум; 7—конопатка; 8—цементная штукатурка. Резиновые швы перекрываются прорезиненной трубкой (рис. 10, в) диаметром 5—7 см или прорезиненным полотном (рис. 10, а). Трубка имеет по бортам 1—2 отверстия, через кото- рые она (для предохранения от сплющивания) заполняется во- дой из моста-водовода; снаружи она защищена стальной поло- сой толщиной 6—8 мм, а изнутри лотка конопаткой. Углубле- ние, куда вставляется прорезиненная трубка, следует предвари- тельно зажелезнить. Щель в месте шва, перекрытого прорези- ненным полотном, изнутри лотка законопачивается. Металлические швы (рис. 10,6) просты, но их трудно ремон- тировать. Устраиваются они следующим образом. Один край стальной полосы 13 толщиной 6—8 мм заделывается в бетон наглухо, а другой для предупреждения сцепления с бетоном пе- ред бетонированием покрывается маслом, мылом, парафином так, чтобы было обеспечено свободное изменение ширины шва. Щель в месте шва между секциями лотка законопачивается из- нутри пропитанным в битуме жгутом из пеньки. Все металлические детали, устанавливаемые в швах, дела- ются из нержавеющей стали. При использовании верхней плиты лотка для пропуска авто- ! ужового пли регулярного пешеходного движения швы в лотке необходимо устраивать над опорами.
Рис. 10. Конструкция швов между отдельными секциями лотка: а, б—битумных; в, г— резиновых; д—-металлических; 1—железобетон; 2—цементная штукатурка; 3—конопатка; 4—битум; 5—стальной компенсатор; 6, 8, 11—стальные поло- сы; 7—анкеры; 9—прорезиненная трубка; 10—прорезиненное полотно; 12—шурупы; 13—изогнутые стальные полосы. § 3. СЕЛЕПРОВОДЫ Селепроводы по своей конструкции подобны мостам-водо- водам, однако, имеют и некоторое отличие: для обеспечения плавного подвода селевого потока к соору- жению подходная часть должна иметь воронкообразную форму и должна быть хорошо укреплена (например, бетонными пли- тами); иногда в подходной части устраивают дополнительные струенаправляющие дамбы; сбросная часть должна быть хорошо укреплена и огражде- на дамбами; 20
в начало подводящей и в конце сбросной частей нужно де- лать глубокие стенки-шпоры для предотвращения прорыва селя под солспровод; лоток селепровода должен иметь облицовку, хорошо сопро- тивляющуюся истиранию и легко сменяемую при повреждении без нарушения целостности основной несущей конструкции соо- ружения; в качестве облицовки применяются бетонные и железо- бетонные плиты, которые укладываются по слою битума; подводящий и отводящий участки селепровода должны иметь уклоны не меньше уклона русла потока для предотвращения отложения наносов перед сооружением; устраивать поверху лотка селепровода плиту или попереч- ные балки не рекомендуется для предотвращения образования селевых заторов; в связи с тем, что селепроводы работают эпизодически и кратковременно, потребность в служебных мостиках отпадает. Селепровод, построенный в 1939 г. на Акташ-Сае в бассейне реки Малой Алмаатинки в Казахской ССР [36], имеет следую- щую конструкцию (см. рис. 4,6). Лоток селепровода открытый, прямоугольного поперечного сечения, шириной 28 и высотой 3 м имеет пропускную способ- ность 300 м?1сек. Несущей конструкцией (пролетным строением) является трехшарнирный свод. Опоры представляют собой мас- сивные бетонные устои. Стенки лотка толщиной 50 см заделаны в свод; пазухи свода заполнены тощим бетоном; верхняя поверхность заполнения па- зух и внутренние поверхности стенок лотка покрыты изоляцией в виде слоя битума. По изоляции уложено днище лотка из сбор- ных железобетонных плит толщиной 15 см; это дает возмож- ность заменять их в случае износа, а также предохраняет по- стоянные части сооружения от повреждения. Верхняя поверх- ность свода изолирована битумным слоем, бетонные шарниры покрыты металлическими листами и битумными матами. Воду, профильтровавшуюся в пазухи устоя, отводят при помощи дре- нажных трубок в потерну устоя, а оттуда — в канал. При сооружении Большого Ферганского канала в Таджик- ской ССР построен селепровод из сборного железобетона (рис. И). Полная длина селепровода 20 м, ширина между осями край- них стоек — 13,40 м. Расположение опор по длине и ширине селе- провода видно из рис. 11. Опоры состоят из призматических фундаментов размером в плане 90X90 см, высотой 70 см и стоек сечением 25X25 см, высотой 3,5 м. Фундаменты изготовлялись на месте из монолит- ного железобетона с гнездами глубиной 35 см в верхней части для установки стоек. 1 21
22
(/гонки п все остальные элементы селепровода изготовлялись сборными па заводе. Стойки весом 0,53 т своими нижними кон- цами заделывались в гнезда фундаментов; в верхних торцах имелись гнезда в виде усеченной пирамиды глубиной 20 см. Поверх стоек поперек сооружения укладывались с зазором насадки сечением 35X30 см, весом средние—0,65 т и крайние— 0,74 т с выемками по концам у верхней поверхности их и выпу- сками верхней (продольной) арматуры. Затем в гнезда стоек устанавливались стальные штыри диаметром 30 мм и длиной 400 мм, проходившие выше в зазор между выпущенными стерж- нями верхней арматуры смежных насадок, и укладывались у верха насадок дополнительные стержни, перекрывающие зазор. 11отом гнёзда в стойках, зазоры между насадками и выемки в насадках с выпущенной арматурой и заложенными дополни- тельными стержнями заполняли раствором состава 1 :3 (це- мент: песок). После затвердения раствора на насадки по осям стоек укладывали полками вниз продольные балки таврового поперечного сечения весом 3,25 т. Поверх ребер крайних балок укладывали бортовые накладки весом 0,05 т, а на полки ба- лок— плиты весом 0,41 т. Швы между плитами и ребрами балок, а также по длине балок, заполняли цементным раствором указанного выше состава. § 4. КОНСОЛЬНЫЕ ПЕРЕПАДЫ Конструкция консольных перепадов почти не отличается от конструкции мостов-водоводов. Рис. 12. Консольный перепад на рамных опорах; /—служебный мостик; 2—консоль; *3—трамплин; 4—сливняк; 5—крепление. 23
В зависимости от ширины лотка консольного перепада стен- ки лотка или соединяют между собой вверху поперечными бал- ками, на которых устраивается служебный мостик, или заделы- вают консольно внизу в днище (рис. 12). В последнем случае служебные мостики делаются на одном уровне с плитой днища по бокам лотка в виде консольных плит. Плита днища много- пролетная неразрезная балочного типа опирается на продоль- ные второстепенные балки, которые поддерживаются главными поперечными балками. Последние опираются на стойки, заде- ланные в общий для всего поперечного ряда стоек железобетон- ный фундамент. По середине высоты стойки соединяются между собой поперечными распорками. Днище может быть сделано в виде перекрытий из плит, опертых по контуру. § 5. ОБЩИЕ УКАЗАНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ СООРУЖЕНИЙ В соответствии с указаниями СНиП, гл. П-Д. 2, § 1 железо- бетонные мосты-водоводы, селепроводы, консольные перепады являются постоянными гидротехническими сооружениями второй категории и по своему значению относятся к сооружениям вто- рого класса. Они должны обладать, кроме необходимой несу- щей способности (прочности и устойчивости), сопротивляемости образованию трещин и деформациям также: водонепроницаемостью под действием напора воды; стойкостью против разрушающего физико-механического воз- действия климатических факторов и воды (в том числе совмест- ного действия воды и мороза); стойкостью против химического воздействия агрессивной воды; стойкостью против биологической агрессии; стойкостью против разрушающего воздействия движущейся воды, наносов, льда и др. Для этого необходимо применять водонепроницаемые, а так- же морозоустойчивые материалы, защитные пропитки и окраски; устраивать специальные одежды, устойчивые против истирания, защитные заграждения от воздействия плавающих тел. Следует также использовать конструктивные мероприятия, уменьшающие воздействие указанных факторов на защищаемые элементы сооружений. Расчет железобетонных мостов-водоводов, селепроводов, кон- сольных перепадов производится согласно указаниям СНиП, гл. П-Д.2 и СН 55-59. Усилия, возникающие в элементах же- лезобетонных конструкций, допускается определять методами теории сооружений, как для упругого тела. При расчете ста- тически неопределимых систем на силовые воздействия F .и / сечений элементов допускается определять по полной их пло- щади. 24
Несущая способность железобетонных конструкций, кото- рые могут быть расчленены на плитные и балочные элементы, определяется по методу разрушающих усилий. Трещиностой- кость железобетонных элементов, работающих на простой и сложный изгиб, проверяется по формулам сопротивления мате- риалов с учетом Fnp, Snp, АР и коэффициентов Кт (запаса против образования трещин), m (учитывающего пластические свойства бетона). § 6. НАГРУЗКИ И ВОЗДЕЙСТВИЯ НА СООРУЖЕНИЯ Расчет сооружений производится на следующие сочетания нагрузок и воздействий, предусмотренные СНиП: а) основные сочетания, состоящие из основных нагрузок и воздействий; б) дополнительные сочетания, состоящие из основных и до- полнительных нагрузок и воздействий; в) особые сочетания, состоящие из основных, дополнитель- ных и особых нагрузок и воздействий. Расчетные сочетания нагрузок и воздействий для сооруже- ний устанавливаются в соответствии с физической возможностью одновременного их действия на сооружения. Действующие на сооружение нагрузки и воздействия пере- даются через фундаменты и играющие их роль элементы соору- жения основанию, от которого, в свою очередь, на сооружение действует реактивное давление. Основные нагрузки и воздействия К основным нагрузкам и воздействиям, то есть постоянно действующим на сооружение или возникающим при его нормаль- ной эксплуатации, относятся следующие: собственный вес всех элементов сооружения; гидростатическое давление воды; нор- мативная временная вертикальная нагрузка на служебном мо- стике; давление грунта; давление льда; снеговая нагрузка; воз- действия, обусловленные проходом судов. Собственный вес (G, g) всех элементов сооружения — служебного мостика с перилами, поперечных балок, лотка, опор, фундаментов — определяется по размерам элементов, предвари- юльно принятым по эмпирическим формулам или взятым из чертежей проекта. Объемный вес материалов принимается со- гласно СНиП, гл. П-Б. 3, § 4, п. 8, табл. 5. Вес дорожной одежды, укладываемой по верху верхней плиты накрытого лотка, при использовании ее для проезда прини- мается в зависимости от ее вида. 1ндростатическое давление воды определяется но законам гидростатики при объемном весе ее ^=1000 кг/м?. Давление воды на днище лотка равномерно распределено по сю площади и равно Рдн =уН кг]мК, давление воды на стенки 25
лотка но их высоте изменяется ио закону треугольника и имеет наибольшую интенсивность у днища у" = ?11 rcc/ju2 (II— ра- счетная высота слоя воды в лотке, выраженная в м). Давление воды действует нормально к воспринимающей его поверхности. При определении коэффициента устойчивости сооружения, расположенного в водотоке или в грунте, насыщенном водой, учитывается противодавление воды, действующее на подошву фундамента. Величина противодавления воды в любой точке подошвы фундамента принимается равной величине гидростати- ческого давления на соответствующей глубине, умноженной на коэффициент противодавления (смачивания). Значения коэффи- циентов противодавления принимаются: Для песка мелкого и средней крупности . . 0,90—0,95 Для сильно насыщенных водой суглинистых и супесчаных грунтов . . ... 0,85—0,90 Для плотного влажного глинистого и песчано- глинистого грунта............................0,70—0,80 Для скалы, сильно трещиноватой .... 0,75—1,00 Для однородной слабо водопроницаемой скалы 0,35 Для скалы с незначительной трещиноватостью 0,35—0,50 При определении коэффициента устойчивости в грунтах, на- сыщенных водой, влияние отпора грунта во внимание не прини- мается; точно так же не принимается во внимание действие от- пора грунта с речной стороны концевой опоры. При определении давления на грунт по подошве фундамента противодавление не учитывается. Нормативная временная вертикальная на- грузка на служебном мостике принимается равномерно .распределенной в виде толпы интенсивностью рсл. м =300 кг/м2. Кроме расчета на нагрузку в виде толпы, элементы служебного мостика проверяются на сосредоточенный груз Рсл. м = 130 кг. Давление толпы на перила принимается в виде равномер- но распределенной нагрузки, действующей на поручень перил вертикально или горизонтально, интенсивностью 75 кг/м. При использовании верхней плиты закрытого лотка под авто- мобильное или пешеходное движение нормативная временная вертикальная нагрузка принимается согласно СНиП, гл. Н-Д. 8 и Н 106-53 с соблюдением требований ПиУ [32]. Давление грунта — вертикальное и горизонтальное — с учетом нагрузок, расположенных на его поверхности, опреде- ляется методами теории сооружений [54], [60], [61]. Объемный вес грунта, углы естественного откоса и внутрен- него трения, а также другие физико-механические показатели грунта, необходимые для определения его давления на сооруже- ние, принимаются по данным гидрогеологических исследований территории строительства. 26
Давление льда вертикальное и горизонтальное — учи- тывается действующим только па опоры сооружений, располо- женные в водотоке или водоеме, поскольку рассматриваемые со- оружения в периоды с отрицательными температурами обычно не работают. Величина давления льда определяется согласно указаниям ГОСТ 3440-46 [12]. Снеговая н а г р у з к а на сооружения и их элементы при- нимается согласно указаниям СНиП, гл. П-Б. 1, § 4, п. 7,8 и тех- нических условий в зависимости от района строительства. Давление льда и снеговая нагрузка в зависимости от условий работы сооружения при наличии специального обоснования мо- гут быть отнесены к дополнительным нагрузкам и воздействиям. Воздействия, обусловленные проходом судов, принимаются только при расчете мостов-каналов согласно спе- циальным указаниям. Дополнительные нагрузки и воздействия К дополнительным нагрузкам и воздействиям относятся та- кие, которые нерегулярно действуют на сооружение и не связаны <*. его нормальной эксплуатацией, а именно: давление ветра; тем- пературные воздействия; усадочные воздействия; силы трения; сила торможения и поперечная горизонтальная сила; силы, дей- ствующие во время постройки, испытаний и ремонта сооруже- ний; влияние осадки опор. Давление ветра действует поперек сооружения и при- нимается в виде статической горизонтально действующей на- грузки. Величина давления ветра (ветровой напор в кг на 1 At2 расчетной площади) определяется согласно указаниям СНиП, гл. П-Б. 1, § 4, п. 4—6 и технических условий в зависимости от района строительства. Величина расчетной площади, воспринимающей поперечное давление ветра, принимается: для перил — равной площади, ограниченной их контуром, умноженной на коэффициент заполнения 0,2—1,0 в зависимости о г конструкции; для служебного мостика и лотка — равной площади их боко- вой поверхности от верха служебного мостика до низа лотка; для сплошных пролетных строений и опор — равной площади их проекции на вертикальную плоскость, параллельную продоль- ной оси сооружения; высота опоры принимается от поверхности грунта или горизонта меженних вод; для сквозных пролетных строений и опор—равной сумме пло- щадей проекций всех их элементов на вертикальную плоскость, параллельную продольной оси сооружения, умноженной на коэф- фициент 1,5. Давление ветра вдоль сооружения на перила, служебный мо- стик, лоток и сплошное пролетное строение не учитывается. Дав- 27
лсппе ветра вдоль сооружения на сквозное пролетное строение принимается равным 0,4 его поперечного давления. Величина, продольного давления ветра, передаваемого со сквозного про- летного строения на опоры, определяется по правилам теории сооружении в зависимости от конструкции опорных частей и считается приложенной горизонтально к центру шарнира пои шарнирных опорных частях и в точке касания при скользящие опорных частях. Давление ветра вдоль сооружения, действую- щее на опоры, определяется по расчетной площади опоры выше поверхности грунта или горизонта меженних вод с учетом той ?коэффициентеш °0Т НЗП°Ра’ ™ " * ПОПеречном направлении. Давление ветра может быть отнесено к основным нагрузкам шЛтЗДеИСТВИЯМ В ТеХ случаях> К0ГДа усилия возникают преиму- щественно от действия ветра. у Температурные воздействия учитываются пасче- том по методам теории сооружений на колебания температуры Величина расчетных колебаний температуры принимается в зависимости от наинизшей и наивысшей температуры воздуха кянняТемБ03ВеДеНИЯсС00руЖеНИЯ’ от принятой температуры замы- тепиата Лоп^ы * бетониРования) конструкции, а также от ма- Ф Р поперечного сечения и размеров конструкции Наинизшая и наивысшая температуры воздуха в месте возве- д ия сооружения принимаются соответственно по картам ян- аар“их И июльских изотерм или по данным ближайших метео- ₽КИХ СТаНЦИЙ; темг1ература по оси конструкции прнн“- стоукпииУпПязваЛЬНЫХ таблиц; температура замыкания^он- г 1 и в зависимости от климата местности от +5 до +15° Если замыкание конструкций производится менее чем чеоез 1 месяц после укладки основной массы бетона, то расчетная температура замыкания увеличивается на 5, 10, 15° соответствен- но средней толщине конструкции 0,5, 1, 2 м и более Пределы обязательно Пука выв я ^ЫХ бЫТЬ np™3~ заХан™ осязательно указываются на чертежах проекта. Усадочные воздействия учитываются условно в ви- де понижения температуры в град.: Для железобетонных сооружений . . , н- 15 Для бетонных сооружений » ор преду™атРивается порядок бетонирования сооружений, обеспечивающии появление усадки до замыкания, то указанное понижение температуры может быть уменьшено на 5° при усло- вии надлежащего обоснования. Р ' С и л ы трения, возникающие в опорных частях и обуслов- ленные изменением длины балочных конструкций вследствие колебании температуры и усадки бетона, учитываются ппи па^ те поддерживающих их опор. Они считаются приложенными 28 ент трения f. Коэффициенты трения f принимаются: 0 7 При опирании бетона на бетон ’ Для скользящих плитных опорных частей Q’2 Для тангенциальных опорных частей...................Q’o5 Для валковых........................................СЦОЗ Для катковых стальных . Сипя тооможения и поперечная горизонталь- 1ая сила от временной вертикальной нагрузки учитываются в том случае, когда верхняя плита закрытого лотка используется для автомобильного движения. Сила торможения учитывается согласно ПиУ. Поперечная горизонтальная сила принимается в виде гори чпнтятьно действующей равномерно распределенной нагрузки интенсивностьюЖг/Ллииы лотка, которая приложена на время постройки, испы- таний и ремонта сооружении учитываются согласно специальным указаниям. птпрпы Влияние осадки опор учитывается в каждом отдель пом случае в зависимости от системы и конструктивных особен- ностей сооружения, а также вида основания. Особые нагрузки и воздействия К особым нагрузкам и воздействиям относятся: давление воды при пропуске наибольших ее в чрезвычайных условиях эксплуатации (учитывается соглас специальным указаниям); РП1ти давление льда при ледоходе катастрофической силы (учитывается согласно специальным указаниям), сейсмические воздействия, учитываемые при воз- ведении сооружений в сейсмических районах согласно СН 8-57 [43]' воздействия, обусловленные влиянием гор- ных выработок. Учитываются они согласно специальным указаниям. § 7. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СООРУЖЕНА I Перила Поручень перил в зависимости от способа их изготовления рассчитывается и конструируется как однопролетная или много пролетная неразрезная свободно лежащая на опорах (стоиках) балка (рис. 13,а, б). 29
Расчетный пролет поручня / лор принимается равным: в сбор- ных нерилах — расстоянию между центрами его опирания,, в монолитных—расстоянию между осями стоек. £ w %. упор I-------------------------------- Плита сл.м \ 'VZZZLHZZZZZZ Рис. 13. Лоток, открытый полностью, со служебным мостиком и перилами: а—поперечный и продольный разрезы лотка; б—расчет- ная схема поручня перил; с—расчетная схема служеб- ного мостика; а—расчетная схема поперечной балки; б—расчетная схема стойки монолитных перил; е, ж — расчетные схемы стоек сборных перил и их прикрепле- ний; з—расчетная схема шайбы под гайками болтов, прикрепляющих стойки сборных перил. Нагрузка, на которую производится расчет поручня, прини- мается равномерно распределенной по его пролету и состоит из собственного веса поручня gnop , действующего в вертикальной плоскости, и временной нарузки рпор =75 кг/м, действующей в вертикальной или горизонтальной плоскости. Давление ветра на поручень перил в связи с его незначитель- ностью можно не учитывать. 30
Подбор сечений поручня производится по усилиям от наибо- лее невыгодного сочетания нагрузок без учета работы бетона на растяжение (допускается образование трещин в растянутой, вше). Стойка перил рассчитывается и конструируется как вне- цсптренно сжатый элемент, заделанный внизу, на действие сле- дующих нагрузок: собственного веса стойки GCT, действующего по ее оси вер- гикально; собственного веса поручня перил, действующего по оси стой- ки вертикально, Спор == £пор ' (2) собственного веса заполнения перил, действующего по оси сгонки вертикально, С3ап ~ £зап ’ L\ временной нагрузки, передающейся от поручня перил, при- ложенной на уровне верха поручня и действующей вертикально или горизонтально, Рвр == Дпор • L‘i (4) давления ветра, действующего горизонтально и распределен- ною равномерно по высоте стойки выше верха служебного мо- с । ика, w = Q-k-k3an • L. (5) В приведенных выражениях —вес 1 пог. м заполнения перил в кг; I.—расстояние между осями стоек перил в ж; Q—скоростной напор ветра в кг!м2, определяемый по СНиП, гл. П-Б, 1, § 4, п. 4, табл. 2 в зависимости от географи- ческого района возведения и высоты сооружения; /» аэродинамический коэффициент, определяемый по СНиП, гл. П-Б. 1, §4, табл. 3 и рис- 1, тип 6 и принимаемый рав- ным 1,4; I и —-коэффициент заполнения перил, величину которого при. простой решетке перил можно принять равной 0,6. С ома нагрузок, действующих на стойку монолитных перил, приведена па рис. 13, д, на стойку сборных перил — на. pin 13, е,ж. Подбор сечения стойки перил производится по усилиям от ii iiioo./ioo невыгодного сочетания нагрузок без учета работы бе- |оц,| па растяжение. Конструируется стойка перил с симметрич- ной арматурой в связи с переменностью знака изгибающего мо- 01 и и, обусловленного давлением ветра, который может менять. 31
снос направленно, а также в связи с учетом условии транспор- тирования и монтажа стоек. Прикрепление стойки сборных перил к поддерживающей кон- струкции производится обычно при помощи болтов (рис. 13, е, ж). Болты, прикрепляющие стойку перил, работают на растяжение, на вырывание из бетона, на срез; кроме того, бетон стойки под шайбой болта и в месте соприкасания с самим болтом работает на смятие, а сама шайба работает на изгиб. Рекомендуется принимать меньший размер шайбы аш > 3,5 d и толщину шайбы > 0,25 d (d— диаметр б.олта). Размеры элементов перил и соединительных деталей приве- дены на рис. 33. Служебные мостики Расчет и конструирование элементов служебного мостика производится как обычных балок и плит без учета работы бето- на на растяжение. Для сборных железобетонных служебных мостиков могут .быть применены стандартные сборные элементы (плиты, балки). Нагрузка, действующая на служебный мостик, состоит из: собственного веса плиты §,11Л , равномерно распределенного по ее пролету; временной нагрузки на плите, равномерно распределенной .по пролету, интенсивностью рпл =300 Ьпл ка/л, где Ьпл — ширина плиты служебного мостика. При расчете неразрезных плит учитывается самое невыгодное •расположение временной нагрузки. Кроме того, производится проверка всех элементов служеб- ного мостика на усилия, обусловленные собственным весом кон- струкции и сосредоточенным грузом в 130 кг, установленным самым невыгодным образом. Плита ребристого служебного мостика (см. рис. 8, 6) работа- ет в поперечном направлении как балочная, опирающаяся на ребра. Рассчитывать ее можно, пренебрегая частичным защем- лением ее в ребрах и принимая для расчета участок шириной i м. В продольном направлении служебный мостик (ребра вме- сте с плитой) работает как однопролетная балка корытного или таврового сечения, свободно лежащая на поддерживающих ее поперечных балках лотка, с расчетным пролетом, равным рас- стоянию между центрами его опирания, и загруженная, кроме указанных выше нагрузок, еще вертикальной нагрузкой от пе- рил. Нагрузку, действующую горизонтально на поручень перил, давление ветра на перила и приложение вертикальной нагруз- ки от перил не по оси служебного мостика можно не учитывать, так как возникающие вследствие этого крутящие моменты весь- ма незначительны и для жесткого коробчатого сечения практи- 32
веского значения не имеют. Прикрепляют. служебный мостик к поперечным балкам анкерными болтами диаметром не менее Г!’ мм, что вполне обеспечивает устойчивость всей конструкции. Лотки Монолитные лотки. При расчете монолитного лотка в попе- речном направлении двумя к его продольной оси, выде- ляется часть его протяжен- ностью 1 м, которая в зависи- мости от вида поперечного'се- '1ГПИЯ лотка рассматривается как: а) замкнутая однопролетная рама без консолей (см. рис. 3; I, п) или с двумя консолями (рис. 14); б) замкнутая многопролет- нля рама без консолей или с двумя консолями (см. рис. I), <)); в) неразрезная плита ба- лочного типа, в частности трех- пролетная, без консолей (см. рис. 13) или с консолями (рис. плоскостями, нормальными Рис. 14. Лоток закрытый, в виде замкнутой однопролетной с двумя консолями рамы с перилами: а—поперечный разрез лотка; б—рас- четная схема лотка при работе его в поперечном направлении. 15, 16). 11а элементы лотка действу- IIи следующие нагрузки: А'сл.м (^в.пл,)—собственный вес служебного мостика (верх- ней плиты лотка), равно- М( рно распределенный по площади и действующий вертикально, < учетом затирки поверхностей (а также дорожной одежды, если верхняя плита используется для пропуска автогужевого движения); А’пер —собственный вес перил; Рсл. м (рв. пл)—временная вертикально действующая на мо- <’|пк (верхнюю плиту лотка) и равномерно распределенная по площади нагрузка; /’п. пл —временная вертикально действующая сосредоточен- ная нагрузка на верхнюю плиту лотка, если она используется дня пропуска автогужевого транспорта; Агди —собственный вес днища, равномерно распределенный по (чо площади и действующий вертикально, с учетом штука- lypKH внутренней и затирки наружной поверхностей; I ХЮ 33
' Рис. 15. Лоток, открытый частично, с перилами: а—поперечный разрез; б, в—эпюры нагрузок на служебные мостики, стен- ки и днище лотка при работе его в поперечном направлении; г—расчет- ная схема служебных мостиков, стенок и днища лотка при работе его в поперечном направлении; д—эпюра изгибающих моментов, возникающих в служебных мостиках, стенках и днище лотка при работе его в попе- речном направлении; е—эпюра поперечных сил, возникающих в служеб- ных мостиках, стенках и днище лотка при работе его в поперечном на- правлении; ж—эпюра нагрузок на поперечную балку; з—эпюра гидроста- тического давления воды на стенки лотка для определения продольных усилий в поперечной балке и днище лотка; и—продольные усилия в по- перечной балке и днище лотка; /с—расчетная схема бортовых элементов. 34
yll—давление воды на днище и на стейку лотка у днища. 1олщипу железобетонной конструкции днища в см, необходи- мую для определения его собственного веса, можно определить по гой из нижеприведенных формул, которая дает наибольшую величину: Рис. 16. Лоток, открытый пол- ностью, со служебными мости- ками и перилами: а—поперечный разрез лотка и служебных мостиков; б—рас- четная схема днища лотка. = 5/J_2 у /у о - ’ dJH=5/?_3F7Z 1де И—высота слоя воды в лотке в м: /1-2—пролет стенки в свету в м; /2-з—пролет днища в свету в м. Собственный вес стенок лот- ка и поперечных балок, а в не- которых случаях и перил на работу лотка в поперечном на- правлении влияния не оказы- вает. На эпюре нагрузок (рис. 15) не отражено возможное для некоторых сечений невыгодное положение временной нагруз- ки на служебном мостике, так как влияние последнего весьма не- велико и дает отклонение величин расчетных усилий от их уточ- ненных значений около 1%. Временная нагрузка, действующая вертикально или горизон- тально на поручень перил, при расчете лотка с бортовой и попе- речной балкой, опор и фундаментов вследствие ее незначитель- ности может не учитываться. Давление ветра, действующее горизонтально на перила и лоток, как входящее в дополнительное сочетание нагрузок, вслед- ствие незначительности влияния при расчете лотка с бортовой и поперечной балкой можно не учитывать, так как в этом случае принимаются повышенные допускаемые напряжения материалов. Определение усилий (изгибающих моментов в опорных и пролетных сечениях, поперечных и продольных сил) произво- дится методами теории сооружений или при помощи имеющих- ся готовых формул. При этом целесообразно использовать прин- цип независимости действия сил, чтобы облегчить определение усилий при наиболее невыгодном сочетании нагрузок. Определение изгибающих моментов, возникающих в опорных сечениях элементов, закрытого лотка в виде рамы в общем слу- чае (см. рис. &,д) производится методом сил или деформацией. 3* 35
(7) лотка опре- (см. рис. 15) деляются из Учитывая При поперечном сечении лотка в виде однопролетной замк- нутой рамы (см. рис. 14) можно воспользоваться приведенными в табл. 1 выражениями для подсчета величин Л4° и коэффициен- тов , позволяющих определять изгибающие моменты в опор- ных сечениях элементов рамы по формуле M = kM ’М°. Изгибающие моменты в опорных сечениях открытого при работе его в поперечном направлении уравнений трех моментов, симметрию схемы, получаем: /^1 — -^4--------(§сл. м + Рсл. м М, = М3 = - 6/?2* + (8) 2/1-2-j-3/2-3 При Л11 = Л44 = 0 /И2 = М = - 6/?2ф 2/1-2 4“ З/г-з (9) ( В формулах (8), (9) /?2ф = /?(2-1)ф 4-/?(2-3)|1 = + О,3 ( /1-2 \ = 2 — 1,5 36 + 4 («<» + ^2-3 • А Поперечные силы, возникающие в опорных сечениях, деляются по формулам: Q« = (gсл, м +р СЛ. м)/к j (Ю). опре- Qj_2 = Q° [ 7142 Л4г , М2 Л4 1 6/1-2 /1-2 /1—2 Q2-1 = +—2--— /1-2 ^Hsl /1-2----— \ 3 2/1-2 М2 — М /1-2 2 1 Q2-3= — Q3-2==Q?-3 = (£дн + УН) 12-3’ 36
Таблица 1 Значения kM Для определения опорных моментов ° в (2 4- v) 4- — (3 2v); 0 = ] 4- 6v 4- ®. Схема нагрузки м9 kM Mt и соответственно M 4 M2 и соответственно Ma 2v4-3o> 1 — 2$ + 1 +1-2£ rli (1 2va 20 prfcf 1 2v4-3o> , 1 «•Т 2^a 2v4-3« 1 . 1 1 —Рс 2va T 20 + 2a T 20 р 1 71 — h(v 4- «>) 4- ®] ± 1 71 L [(2 4- v)- Е Phi\ 3tiv4-(O 14-3v(l-7)) + —1 20 -4(1+')) + 2p р Ph , 3v4-m i+3> '1 * •С ± 20 * 20 7)—1 2v4-3<o Phy 7] 2va 7] —1 _ 3»4-7) il L 14-3^4-шт; T 2rja + 2t]0 - 2tj0 1 2 2'«4_3ю 2 ql -T 3 va 4“ Q oa Л 7^-~7P(2—p) О 2\4-3w 3 — p2 3\a 2—p 1 3—p2 • 4- о ’о da z—p 2\4-3<u / , r p2 \ 1Zl-=- p2 1 tfl—1 ЯI pt w \ ' 12$ / • a\j ’ 12$ ) 37
Продолжение табл. 1 Схема нагрузки и соответственно И2 и соответственно М3 9 ЙШ —ql* — 4 8 2 о> 4~ дт 3 а 2 и 3 4" 2^ За v ’ ( «4е • 4 2^4-<о 12а ± 2(3 34-V 14-4у 12а 2(3 1 ч »**-4 Ч'Т-Зо) 6а 6а 2^4~7о> 3v4~2a> 20а - 43 А+ 31 _ 24-9у 20а + 4р А — 1 > Ут- i и ^•4 2^4-7а> 10а 84-Зу 10а Примечания: 1. Верхние знаки в выражениях для подсчета значений коэффициентов kM принимаются при определении изгибающих моментов Afi и М2, нижние — М4 и Мз- 2. При М°=РС и MQ=Ph коэффициенты kM позволяют определять из- гибающие моменты в узловых сечениях стоек (стенок). Изгибающий момент в_сечении у_У3ла / ригеля (/—4) находят из условия равновесия узла 1 M°—Mi _2 +А4 j_4. В остальных узлах изгибающие моменты в ригелях по абсолютной величине равны изгибающим моментам в стойках, но имеют обратное направление. Наибольшие пролетные изгибающие моменты определяются по формулам (см. рис. 15, д): в пролете 1—2 7И(1— 2) мкс = 4" Q1-2 71-2$ 7# ; (12) в пролете 2—3 Qo з М(,_3)мкс =М2+ (13) при М2 = Мз 2И(2-з) мкс = 2142 4- — (£дН 4- Z2--3 * (14) о Получаются наибольшие изгибающие моменты в 1—2 от опоры 1 на расстоянии пролете 38 4
* = (Л-2~з)+ <1б> в пролете 2—3 от опоры 2 на расстоянии х_ Q2-3 . 5дн “И у// при Л12 = ЛГз } (16) 1 , X — --/г-з. 2 Продольные силы растяжения, возникающие в верхней пли- те и днище закрытого лотка, а также в днище открытого лотка, определяются следующим образом: N1—4 = Q1—2? 1 (17) Л^2-з = Q2-1. J Сила, отрывающая днище лотка от стенок, М_, = №-З=у (&,+ т«)Ь-з. (18) Расчет элементов лотка, изображенного на рис. 16, произво- дится следующим образом. Плита служебного мостика рассчитывается как консольная балочного типа, защемленная в месте сопряжения со стенкой и днищем и загруженная полным собственным весом gCJi. м и вре- менной нагрузкой Рсл. v, распределенными равномерно по ее площади, а также собственным весом перил gnep в виде сосре- доточенного груза, приложенного на конце консоли. Стенки лотка рассчитываются как консольные балочного ти- па плиты, заделанные в днище и подвергающиеся давлению во- ды, изменяющемуся по закону треугольника с наибольшей орди- натой уН у днища. Плита днища лотка рассчитывается как многопролетная не- разрезная, загруженная: в пределах пролетов — равномерно распределенной нагруз- кой, состоящей из полного собственного веса плиты днища £дн и веса воды уН\ на крайних опорах — моментами, обусловленными нагрузкой •служебных мостиков и давлением воды на стенки. Определение изгибающих моментов и поперечных сил, возни- кающих в сечениях плиты днища, можно производить, восполь- зовавшись или уравнением трех моментов или данными табл. 2 и 3. 39
Таблица 3 Усилия в неразрезных равнопролетных балках с концевыми моментами Усилия Значения усилий г-т Односторонний концевой момент Одинаковые концевые моменты с двух сторон Множители 1 -fl- л. л. л. МоО 1 2 3 4 -Ц. 1 Число пролетов 2 1 3 ' 1 4 1 2 1 3 I 4 1 Изгибающие моменты /И, Ма —0,2500 0 —0,2667 +0,0667 0 —0,2678 +0,0714 —0,0179 0 —0,5000 —0,2000 —0,2858 +0,1429 Л40 Поперечные силы Qo—1 Qi-2 Q'2—3 Q3-4 —1,2500 +0,2500 —1,2667 +0,3333 —0,0667 —1,2678 +0,3392 —0,0893 +0,0179 —1,5000 —1,2000 0 —1,2858 +0,4286 / Опорные давления ^0 л, А2 Аз Д4 —1,2500 + 1,5000 —0,2500 —1,2667 +1,6000 —0,4000 +0,0667 —1,2678 +1,6070 —0,4285 +0,1072 —0,0179 —1,5000 +3,0000 —1,2000 + 1,2000 —1,2858 +1,7143 —0,8572 Й Примечание. Знак + принимается при изгибе концов балок вверх,.
Продольная сила, растягивающая днище в поперечном на- правлении, Л' = 7Ся=. (19) Балки, поддерживающие плиту днища, служебные мостики и стенки, рассчитываются и конструируются в зависимости от их статической схемы. При расчете сечений, в которых растянутая зона расположена со стороны воды, работа бетона на растяже- ние учитывается. Расчет монолитного лотка в продольном направле- нии (определение возникающих в его сечениях изгибающих мо- ментов и поперечных сил) производится как балки трубчатого или корытного сечения независимо от того, является ли он бал- кой, свободно лежащей на опорах (см. рис. 1), или ригелем ра- EJ мы, так как погонная жесткость —-— лотка весьма велика по сравнению с погонной жесткостью поддерживающих его и моно- литно связанных с ним стоек или подвесок. Нагрузка, действующая на лоток при работе его в продоль- ном направлении, принимается равномерно распределенной по всей его длине и состоит из полной постоянной и временной на- грузок от служебного мостика с перилами, полного собственно- го веса лотка и веса воды. В том случае, когда лоток входит в состав пролетного строе- ния и работает как элемент последнего, в нем еще возникают продольные усилия сжатия или растяжения, которые определя- ются при расчете пролетного строения методами теории соору- жений в зависимости от его статической схемы (как рамной или арочной конструкции). Сборные лотки. Расчет сборного лотка, состоящего из от- дельных элементов сплошного поперечного сечения, изготовлен- ных на весь пролет, производится так же, как и монолитного лотка. Расчет сборного лотка (см. рис. И), состоящего из отдель- ных элементов в виде плит и поддерживающих их балок, осу- ществляется следующим образом. Плиты, образующие днище лотка, являются балочными одно- пролетными, свободно лежащими на выступающих полках под- держивающих их балок и загруженными равномерно распреде- ленной нагрузкой, состоящей из полного собственного веса их и веса воды над ними. Средние балки, поддерживающие плиты, имеют тавровое по- перечное сечение с полками внизу. Они являются однопролет- ными, свободно лежащими на насадках по стойкам, загружен- ными вертикально действующей равномерно распределенной на- 42
грузкой, обусловленной полным собственным весом их и пол- ной нагрузкой, передаваемой от плит. Выступающие полки ба- лок рассчитываются на изгиб как консольные плиты, заделан- ные в плоскости сопряжения со стенкой балки и загруженные давлением от плиты, приложенным в центре ее опирания (рис. 17). (20) 7И — Рпл f bn ~^b°n Q = Рпл Бортовые (крайние) балки, кроме изгиба в вертикальной плоскости, работают еще на изгиб в горизонтальной плоскости как однопролетные, свободно лежащие на насадках по стойкам, загруженные равномерно рас- пределенной нагрузкой интен- сивностью Н2. Фибровые напряжения, возникающие в сечениях бортовой балки от изгиба ее в вертикальной и го- ризонтальной плоскостях, сум- мируются и не должны пре- вышать допускаемых. Вертикальные ребра бор- товых балок работают также в поперечном направлении на изгиб как консольные плиты, защемленные в плоскости вер- Рис. 17. Схема загружения балки сборного лотка при работе ее ха полок и загруженные дав- в поперечном направлении. лепием воды, изменяющимся по высоте ребра по закону треугольника с наибольшей интенсив- ностью у верха плиты днище уН. (21) Кроме того, проверяется устойчивость бортовых балок на опрокидывание вокруг точки О и на сдвиг в горизонтальном на^ правлении. Подбор сечений элементов лотка, а также арматуры произ- водится с учетом работы бетона на растяжение (образование трещин в бетоне не допускается) согласно СН 55-59. 43
Конструирование элементов лотка (плит, балок) производит- ся с соблюдением указаний СН 55-59. Бортовой элемент. Бортовой элемент можно рассматривать как многопролетную неразрезную балку, работающую в гори- зонтальном направлении и загруженную равномерно распреде- ленным по ее длине давлением воды (см. рис. 15, к) qt>. эл = Qi-2, (22) передающимся от стенки лотка. Давление <7о. эл может действовать на бортовые элементы, а следовательно, и на поперечные балки (как показано на рис. 15,к), а также и в обратном направлении в зависимости от размеров поперечного сечения лотка и уровня воды в нем. Для лотка (см. рис. 13, а) All = 0; “ 2/ 6ДЗ/ ; (23) 2 £1—2 + 0/2—3 = Д//52 । __ 6₽2ф ,24д 6/1-2 /1—2 6/1-2 /1-2(2/1_2 4-3/2—з) При подстановке в правую часть зависимости (24) значений входящих в нее величин, определенных гидравлическим расче- том, можно получить: 7б.эл >0—нагрузка от стенок лотка действует на бортовые элементы, как показано на рис. 15, к, и в попе- речных балках возникают усилия растяжения; ^б.эл =0—бортовые элементы не загружены и продольные усилия в поперечных балках равны нулю; 7б. эл <0—нагрузка от стенок лотка действует на бортовые элементы в направлении, обратном показанному на рис. 15, к, и в поперечных балках возникают усилия сжатия. Расчетные изгибающие моменты в пролетном и опорном се- чениях можно принимать /Чпр == i Уб. эл /б. эл , (25) оп 12 а поперечные силы ч — 2 эл /б.эл • (26) 44
Подбор сечений производится как балки с учетом работы бе- тона на растяжение. При этом необходимо учитывать, что бор- товые элементы участвуют в работе лотка в продольном направ- лении и в них возникают напряжения сжатия в пролетных сече- ниях лотка и напряжения растяжения в опорных сечениях. Эти напряжения алгебраически суммируются с напряжениями, ррз- никающими при работе бортовых элементов в горизонтальном направлении. Поперечная балка Поперечная балка работает на внецентренное растяжение или внецентренное сжатие. Расчетный пролет поперечной балки принимается равным расстоянию между осями стенок лотка. Нагрузка (рис. 13, г), действующая на поперечную балку, со- стоит из: собственного веса балки £пб, равномерно распределенного по ее пролету; постоянной нагрузки, передаваемой от служебного мостика, gfl6 - g СЛ.М * ^б. ЭЛ ; временной нагрузки, передаваемой от служебного мостика, рпб = Рсл. М * &б. ЭЛ ; веса перил Опер = gnep • /б. эл в виде сосредоточенной на- грузки. Расположение служебного мостика на поперечной балке мо- жет быть симметричным и несимметричным. Изгибающий мо- мент в пролетном сечении МПр и поперечная сила Q определя- ются, как в однопролетной свободно лежащей на опорах балке. Изгибающий момент в опорном сечении можно принять ./Иоп = 0,5 -/ИПр . Продольная сила растяжения или сжатия, возникающая в по- перечной балке, определяется как опорное давление от борто- вого элемента (рис. 15, к) Nпб ~ </б. ЭЛ ' 1б. ЭЛ • (27) Подбор сечений поперечной балки#и конструирование ее производится как внецентренно растянутого или внецентренно сжатого элемента без учета работы бетона на растяжение. 45
Опоры и фундаменты Па опоры и фундаменты, независимо от их вида, действу- ют следующие нагрузки: Gon, Оф — собственные веса опоры с опорными частями и фундамента, приложенные в центрах их тяжести; 2Grp —вес грунта, расположенного над фундаментом, приложенный в центре его тяжести, с учетом нахо- дящейся на нем нагрузки; G„ , Рл —полные постоянная и временная нагрузки от лот- ка со служебным мостиком, приложенная в центре опирания лотка; Е—горизонтальное давление грунта на концевые опо- ры с учетом находящейся на нем нагрузки, дей- ствующее вдоль сооружения. £=£i аоп , (28) где £i—горизонтальное давление грунта на единицу расчет- ного размера опоры поперек сооружения; Поп —расчетный размер опоры поперек сооружения, при- нимаемый равным: для сплошных опор — фактическому размеру; для рамных опор при расстоянии в свету между стойками рам меньше трой- ного размера стойки — расстоянию между внешними гранями стоек; при расстоянии в свету между стойками больше тройного размера стойки—двойному суммарному размеру всех стоек (при этом давление грунта со стороны откосов не учитывается) [32]; для свайных опор — суммарному размеру всех свай, увели- ченному в 1,5 раза [18]; а>пер, won —поперечное давление ветра на единицу высоты соответственно перил, лотка со служебным мостиком, опор. ^пер == Qkk3/,nEon > = QkLon > (29) Жп = Q/г^ОП • Здесь Z-on —расстояние между осями опор вдоль сооружения; ^оп —расчетный размер опоры вдоль сооружения. ^оп (пред) =0,7 Qkaon, (30) где ц.’оп (пред) —продольное давление ветра на единицу высоты опоры; Поп —расчетный размер опоры поперек сооружения,, принимаемый в зависимости от ее конструкции 46
аналогично тому, как принимается расчетный размер опоры вдоль сооружения b оп . Т—сила трения, возникающая в опорных частях сооружений палочной конструкции и действующая вдоль сооружения, равна T=fA. (31) В однопролетных балочных, а также в многопролетных ба- лочно-консольных и неразрезных сооружениях опоры рассчи- гываются на полную силу трения. В многопролетных балочных сооружениях с лотком, разрезанным на опорах (см. рис. 1), кон- цевые опоры рассчитываются на полную силу трения, промежу- ।очные при неравных примыкающих к рассматриваемой опоре пролетах — на разность сил трения, возникающих от опорных давлений в этих пролетах; при равных примыкающих пролетах опоры не рассчитываются. Т\ — сила в статически неопределимых рамных конструкциях при монолитном сопряжении лотка с опорами (см. рис. 2), обу- словленная изменением длины их элементов вследствие колеба- ний температуры и усадки бетона. При очень большой жесткости лотка и фундаментов по срав- нению с жесткостью опор можно принимать опоры жестко за- деланными в лоток и фундаменты; тогда 1 %Еб Лш г*=4'— /*оп где Al—смещение верха опоры вдоль сооружения от перво- начального положения вследствие колебания темпера- туры и усадки бетона; Еб —модуль упругости бетона опоры, принимаемый по СН 55-59; /оп —момент инерции поперечного сечения (брутто) опоры относительно оси, перпендикулярной к продольной оси сооружения; Лоп —высота опоры от верха фундамента до низа лотка. В зависимости от местных условий учитывается еще снего- вая нагрузка и давление льда. Если сооружение возводится на водотоке с ледоходом, то опоры делаются в виде стенок. При использовании верхней плиты лотка под автогужевое или регулярное пешеходное движение учитываются еще нагруз- ки согласно Н 106-53 и ПиУ. При расчете опор и фундаментов в случае свободного опи- рания их на грунт (рис. 18, 19): а) определяются усилия, возникающие в характерных сече- ниях элементов опоры, фундамента и по подошве последнего при невыгодных сочетаниях нагрузок; (32) 47
б) по подсчитанным величинам усилий производится подбор сечений элементов опоры, определяются размеры фундамента и подбираются сечения его элементов или производится провер- ка достаточности предварительно принятых при подсчете соб- ственного веса опоры и фундамента размеров их элементов с подбором арматуры: Рис. 18. Схемы работы сплошной опоры при действии на нее вертикальных и горизонтальных нагрузок. в) проверяется устойчивость сооружения на опрокидывание и сдвиг по подошве фундамента при наиболее невыгодном соче- тании нагрузок в процессе его эксплуатации (временная нагруз- ка на служебном мостике и вода в лотке отсутствует) и в слу- чае, возможном при его возведении (отсутствует также грунт над фундаментом и др.); при этом коэффициенты запаса долж- ны быть соответственно не менее 1,4 и 1,2 [60], [61], [64]. При расчете опор в случае заделки их в грунт (см. рис. 1; 7, г): а) определяются усилия, возникающие в характерных сечени- ях элементов опоры при невыгодных сочетаниях нагрузок; б) по подсчитанным величинам усилий производится подбор сечений элементов опоры и расчет заделки ее в грунт или произ- водится проверка достаточности предварительно принятых при подсчете собственного веса опоры размеров ее элементов с под- бором арматуры, а также заделки ее в грунт. 48
Обычно опоры—сплошные и сквозные—конструируются i.iк, чк) нагрузки, передающиеся от лотка, вызывают в их стен- ках и стопках только продольные усилия сжатия. При передаче п и рузок от лотка стойкам опор через промежуточные элемен- 1ы (насадки, ригели) в последних, а в некоторых случаях также I Рис. 19. Схемы работы сквозной опоры при действии на нее гори- зонтального давления ветра: а—фактического в поперечном направлении; б—расчетного в попе- речном направлении; в—фактического в продольном направлении. и в стойках, возникают (кроме продольных усилий сжатия) еще изгибающие моменты и поперечные силы. В опорах, изображенных на рис. 6, г, д; 7, а, в\ 18, под дейст- вием нагрузок, передающихся от лотка, стенка и стойки рабо- тают на центральное сжатие, а насадки на изгиб как консольные балки, защемленные в месте сопряжения со стойкой и загру- женные собственным весом, изменяющимся по закону трапеции, а также сосредоточенными грузами, приложенными по оси сте- нок лотка и равными каждый половине нагрузки, передаваемой от лотка. В стойках опор, изображенных на рис. 2; 6, а, б, в\ 7, б; 19, вследствие несовпадения осей стенок лотка и стоек, кро- ме продольных усилий, возникают также изгибающие моменты и поперечные силы, определяемые путем расчета опоры в плоско- сти, перпендикулярной к продольной оси сооружения как рамы, 4—200 49
верхний ригель которой загружен нагрузками, передающимися от лотка. Кроме того, при расчете рамы учитывается и собствен- ный вес ее. Поскольку изгибающие моменты и поперечные си- лы, возникающие в стойках, обычно получаются весьма незначи- тельными, ими можно пренебречь; тогда определение усилий, возникающих в ригелях, можно произвести как для простой балки. Вследствие очень большой жесткости лотка и фундаментов опор по сравнению с жесткостью стенок или стоек опор в слу- чае свободного опирания фундаментов на грунт можно при расчете опор на горизонтально действующие вдоль сооружения нагрузки полагать стенки или стойки опор жестко заделанными в лоток и фундаменты. Возможность принятия • жесткой заделки стенок или стоек опор в фундаменты вытекает из § 136 ПиУ, поскольку в рассмат- риваемых сооружениях равнодействующая всех нагрузок, дей- ствующих на подошву фундамента, обычно является приложен- ной с эксцентриситетом вдоль сооружения не более 0,1 соответ- ствующего измерения фундамента. Если указанное условие не соблюдается, тогда производится поверочный расчет всей кон- струкции с учетом упругих свойств грунта, служащего естест- венным основанием под подошвами фундаментов. Определение усилий, возникающих от горизонтального дав- ления грунта на концевые опоры в сечениях стенок или стоек, производится путем расчета всей конструкции в продольном на- правлении как рамы. Можно производить определение усилий, принимая следующие допущения, упрощающие расчет без ущер- ба для требуемой практикой точности: 1) вместо фактической работы всей конструкции на горизон- тальное давление грунта (рис. 20, а) рассматривается местная работа опоры, непосредственно воспринимающей горизонталь- ное давление грунта (рис. 20,6), и работа ее на давление, со- средоточенное в узле 1 (рис. 20, в, г). При этом давление грунта со стороны насыпанного конуса не учитывается. 77р == 20 ^оп 3<?н )^оп; (33) 2) давление Угр распределяется между всеми т опорами от начала или конца сооружения до ближайшего шва в лотке пропорционально отношениям Iоп :hln, где /01 —момент инерции поперечных сечений опор относи- тельно осей, перпендикулярных к продольной оси сооружения; h on —высота опор от верха фундамента до низа лотка; 3) сечения опор с нулевыми изгибающими моментами, обус- ловленными давлением Т Гр , находятся по середине их высот. 50
При схеме сооружения, горизонтальном давлении грунта на него и обозначениях согласно рис. 20, в: 7"(1—2) гр •— Тгр Jon (1—2) _______ hon (1—2) Л>п(1—2) । Лп(3—4) /3_____‘ "Тз */оп (1—2) Лоп(3—4) Jon (1—2) Лоп (1—2) . Jon h6 '*0'1 (34) Jon (3—4) 'р 'р hon (3—4) ' (3—4) гр — / гр , j А«п ризонтального давления грунта: а—фактической работы опор при действии на концевые опоры го- ризонтального давления грунта; б—работы концевой опоры на местное давление грунта; в, г—работы опор на сосредоточенное давление грунта. Если сечения опор одинаковы и высоты' их тоже одинаковы» ^(1—2) гр = 7}з-4) гр = . • . — -- Т'гр . (35) т 4* 51
11 п полотне моменты в сечениях опор у узлов: Mt = — + 2<7н J«on^on(1_2) H-i Л1-2)гр Л0п(!-2); oU М2 = ~~ (2^в ~j~ 3t?H )&оп hon (1—2) — 7"([—2) гр Аоп (1—2) 5 60 2 1 M’j — 2 7^(3—4) гр hon (3—4) • Поперечные силы в сечениях опор у узлов: п г>0 I М2 — Mi Qi-2 = Qi-2 -j---------------------; hOn (i—2) hon (1—2) Q3-4 = Q4-3 = 7"(з_4) гр. J (36) (37) вет- Усилия в сечениях опор у узлов от продольного давления ра (в предположении, что верх фундаментов совпадает с уров- нем грунта): Mi = —- Wdn (прод.) hOn М2 = ~ Won (Ирод.) hon 6 3 (38) Q1—2 — 0» Q2— 1 — Won (прод.)Т(оп • Усилия в сечениях опор у узлов от действия сил Т и Тг. 2 (39) Q1—2 = 0.2—1 = Т. Определение усилий в сечениях опор у узлов от поперечного давления ветра. Опора в виде стойки, заделанной в фундамент (см. рис. 18), работает при действии на нее поперечного давле- ния ветра как консоль, защемленная в фундаменте. Усилия в сечении I—I: Мв = Wnep hnep (“Г- ^пер 4~ “р hK j ИУд hn [----Ьл -j- hK ] -j- \ \ 2 / —— Won h-к; QB == WnepAnep 4“ ha WOn Ьк » t 52
в сечении II—II: Л4н — Wnep Апер(~~ Апер Ч“ Ал “Ь Арп -4-w., hn 2 Aon ~ hon I : 2 ) ~}~ Won Aon }(41) Qh — WncpAnep -ф Wu1 Ал 4~ ^оп Aon- J Усилия в элементах опоры в виде однопролетной двухъярус- ной рамы (рис. 19), возникающие при действии на нее попереч- ного давления ветра, можно определить приближенным спосо- бом, приняв вместо фактического (рис. 19, а) действие ветра на опору согласно рис. 19, б, /где: г. 1 1 Рtv — ^Wnep Апер hne.p Т Ал I —— Ар d a 2 w.q Ал — Ал “I-1— Ap — d 2 \ 2 Won( 2 hp d 2 W J — WncpAnep “Г ®л Ал 4~ Won !оп Ад (42) W2= ~w„„ ОН Ц73=^=-(й„-ло„ + л;„) =. 2A„ Изгибающий момент, возникающий на уровне днища лотка вследствие давления ветра на перила и стенку его, воспринима- ется днищем лотка и на опору не передается. Величины усилий, возникающих в элементах опоры, определять по приведенным формулам. Изгибающие моменты: ТИ1—4 — -/И1—2 =—Л?4—1 = — 7И4—3 = — — ^2^2', 4^2—1 = — А^5_4 = — 2(\ — -— Ав ; у^Л: можно -/Иг-з — — /И5-6 — — } (43) /Из-2 = - Af6-S = - Хг - у + А„) - у Й72Л„; Л/2_5 = - Л15_2 = Л', - - Х2 (1 - тд). 53
В этих формулах ~ s2 7Г(Г1 + Г2) Ч- О 4 и7.*, м+4 -1- 7]2Г2 + 2Vj О 1ГЛ + + rj hK + h. 2 ''i + 2s1 (44) 1 3 г‘ 7,=л--------- -Т(Г1+Г2) О (45) Si = Ан : £; гг = а : /2; <S2 = Ав • J\\ Г2 == & • Jз. Поперечные силы: Q,_2 = Q4_5=y «'ll <?2-3 = Q5-e = 4(l(,’’+ w^’ „ 2/141-4 t (^1-4 = ------ , a 2M2-5 U9—К = ------- . (46) (47) Продольные силы: /Vi-2 = — AZ4-5 = — Pw — Qi-4*, N2-3 = — -^5-6 = M-2 — Q2-5 — — Pw — Ql-4 Q2-5*, м_4 = 4-^; M-s = —IT2. 2 (48) £ 3 2 «1 54
Подбор сечений элементов опор (стенок, стоек, ригелей рам) или проверка достаточности предварительно принятых размеров их с подбором арматуры производится по усилиям, возникаю- щим при самом невыгодном сочетании нагрузок, причем армиро- вание предусматривается симметричным вследствие знакопере- менности возникающих в сечениях изгибающих моментов. Се- чения ригелей сквозных опор подбирают обычно как элементов, работающих на изгиб, так как возникающие в них продольные силы весьма незначительны; сечения стенок и стоек опор — как элементов,' работающих на сложный изгиб или косой сложный изгиб в зависимости от того, какое сочетание нагрузок является наиболее невыгодным. При подборе сечений элементов опор, если они не подвергаются агрессивному действию воды, работа бетона на растяжение не учитывается. В самом общем случае на подошву фундамента после отне- сения всех сил, действующих на нее в невыгодном сочетании, к центру ее тяжести будут действовать нормальная сила и изги- бающие моменты в одной или в обеих вертикальных плоскостях, проходящих через оси симметрии подошвы фундамента. При расчете фундамента без учета упругости основания давление на грунт по подошве его определяется по формуле -41 ПОП F -Мпрод wx (49) причем оно должно быть меньше или равно [сгГр ]. Расчетное сопротивление грунта или допускаемое давление на грунт [сгр ] и глубина заложения подошвы фундамента при- нимаются согласно СНиП и НиТУ. Эпюра реактивного давления на подошву фундамента со стороны грунта будет иметь вид согласно рис. 21. Необходимо отметить, что поскольку знаки моментов в связи с изменением направления обусловливающих возникновение их сил могут ме- няться, (Тмкс может получаться под любым углом фундамента. Вследствие того, что реактивное давление грунта, обуслов- ленное собственным весом фундамента 6ф и весом расположен- ного на фундаменте грунта JS’Grp , действующими на грунт по подошве фундамента равномерно, сф = Сф + SGrp , (50) уравновешивается последними, расчет фундамента производит- ся на разность между наибольшим фактическим реактивным давлением грунта по подошве фундамента а мкс И (7ф Орасч == ^мкс °ф • (5 55
Расчет и конструирование отдельных фундаментов под стен- ки или стойки в зависимости от их вида (пирамидальные, сту- пенчатые) производится обычным способом — как консольных плит, защемленных в месте сопряжения их со стенками или стойками и загруженных нагрузкой о расч , действующей снизу Рис. 21. Схема загружения фундамента и эпюра реактивного давления грунта. Фундаменты, общие под две или несколько стоек, рассчитываются и конструируются как бал- ки, опирающиеся на стой- ки и загруженные дей- ствующей снизу вверх на- грузкой (Трасч • т/м; свесы балок в направле- нии, перпендикулярном их пролету, — как кон- сольные плиты, защем- ленные в месте сопряже- ния с ребрами. Приведенные указа- ния о расчете фундамен- тов, предусматривающие линейное распределение реакций грунта по опор- ной площади фундамен- та, можно рассматривать как указания для предварительных расчетов или как первое приближение к точному расчету. Имеются различные теории расчета фундаментов, распола- гаемых на естественном основании. Наиболее совершенной явля- ется теория, согласно которой грунт рассматривается как сплош- ное однородное упругое тело, бесконечно простирающееся вниз и в стороны и ограниченное сверху плоскостью. Такое тело при- нято называть упругим полупространством. Согласно этой тео- рии упругие свойства грунта характеризуются его модулем де- формации (сжимаемости) Ео и в меньшей степени коэффициен- том Пуассона vo; к нему с некоторыми оговорками применя- ются формулы теории упругости. Конструкции на упругом основании в зависимости от типа рассчитываются на основе одной из следующих задач теории упругости: плоской задачи; задачи с осевой симметрией; прост- ранственной задачи. Конструкции, рассчитываемые на основе решения плоской задачи теории упругости в зависимости от условий работы их основания подразделяются на конструкции с основанием, ра- ботающим в условиях плоской деформации, и конструкции с ос- 56 - . '
нованием, работающим в условиях плоского напряженного со- стояния. Основание будет работать в условиях плоской деформации в том случае, если конструкция имеет удлиненную прямоуголь- ную опорную площадь, причем любая полоса шириной 1 м, вы- деленная в поперечном направлении, работает в одинаковых условиях со всякой другой подобной же полосой (имеет одина- ковые жесткость и распределение внешней нагрузки). Эти ус- ловия могут быть выполнены точно только тогда, когда кон- струкция является бесконечно длинной. В действительности же поперечные полосы, выделенные вблизи концов конструкции, ра- ботают в несколько иных условиях, чем средние. Если длина опорной площади конструкции превышает ширину более чем в 3 раза и отдельные полосы работают в одинаковых условиях, применение схемы плоской деформации для расчета средней части конструкции в поперечном направлении можно допустить. Условия плоской деформации применимы для расчета фун- даментных плит водосливных плотин, шлюзов, сухих доков, лен- точных фундаментов в поперечном направлении и других конст- рукций. При расчете их достаточно ограничиться только одной поперечной полосой шириной 1 м. Конструкция, работающая в условиях плоского напряженно- го состояния, представляет собой как угодно нагруженную бал- ку, лежащую не на упругом полупространстве, а на упругой полуплоскости—упругом вертикальном слое, толщина которого приблизительно равна ширине опорной площади балки. Эти условия применимы для расчета железобетонных поясов, уси- ливающих каменные конструкции, или рандбалок под стены (здесь упругое основание находится над конструкцией). Конструкции, рассчитываемые на основе решения задачи тео- рии упругости с осевой симметрией, разделяются на круглые плиты на упругом основании и сплошные гибкие плиты боль- шой протяженности на упругом основании, загруженные на зна- чительном расстоянии от края. По схеме круглых плит на упругом основании рассчитывают- ся фундаменты доменных печей и фабричных труб, днища ре- зервуаров и газгольдеров и т. п. Во всех этих конструкциях нагрузка симметрична относительно центра и поэтому достаточ- но рассчитать какое-либо одно радиальное сечение. Расчетная схема сплошных гибких плит, загруженных на значительном расстоянии от края, применяется для расчета внут- ренних полей сплошной гибкой фундаментной плиты, нагружен- ной несколькими рядами колонн и т. д. К конструкциям, рассчитываемым в условиях пространствен- ной задачи теории упругости, относятся все конструкции, к ко- торым даже в порядке приближения невозможно применить
условия плоской задачи с осевой симметрией. К ним относятся сплошные железобетонные плиты под отдельными колоннами, железобетонные ленточные фундаменты (балки) под рядами ко- лонн и др. Способ расчета таких конструкций зависит от того, к какой расчетной категории относится рассматриваемая конструкция. Для выяснения расчетной категории конструкции определяется ее показатель гибкости или упругая характеристика t, которые являются функцией модуля деформации грунта Ео и его коэф- фициента Пуассона vo, модуля упругости материала конструк- ции Ei и его коэффициента Пуассона п, размеров конструкции в плане и ее поперечного сечения. В зависимости от значения показателя гибкости или упругой характеристики конструкции на упругом полупространстве относятся к одной из следующих расчетных категорий: жесткой, короткой, длинной [10]. Проверка устойчивости сооружений на опрокидывание около точки О (см. рис. 18, 19) и сдвиг по подошве фундамента про- изводится в поперечном направлении. Принимаются следующие коэффициенты трения кладки по грунту, необходимые для проверки устойчивости против сдвига: Для глины и скалистых грунтов с омыливающейся по- верхностью (глинистые сланцы, известняки) . . 0,25 Для суглинков и супесей...............................0,30 Для песков............................................0,40 Для гравийных и галечных грунтов .... 0.50 Для скальных грунтов..................................0,60 Устойчивость сооружения обеспечивается при соблюдении условий: Копр = Л/уД : Л4опр [^Сопр ],* 1 Ксцв — Т'уд • Гсдв [Л^сдв], J где [Лопр ] и [Лсдв ]—допускаемые коэффициенты запаса про- тив опрокидывания и сдвига. Если эти условия не соблюдаются, то необходимо соответ- ственно изменить размеры сооружения. При проверке устойчивости сооружений, расположенных в водотоках или грунтах, насыщенных водой, учитывается еще противодавление воды, действующей на подошву фундамента. К опорам, заделанным в грунт, относятся свайные опоры, представляющие собой так называемые высокие свайные рост- верки [18], [20], [47], [58]. § 8. ПРИМЕР РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ МОСТА-ВОДОВОДА Запроектировать среднюю секцию железобетонного моста- водовода в виде двухпролетной рамы с двумя консолями. 58
Полная длина средней секции моста-водовода между ограни- чивающими ее температурно-усадочными швами — 30 м; высота моста-водовода от поверхности грунта до нижней поверхности днища лотка — 4,5 м; ширина лотка в свету—2,5 м\ высота слоя воды в лотке—1,75 м. Район возведения моста-водовода — Херсонская область. Скоростной напор ветра согласно СНиП, rti. П-Б. 1, § 4 Q = 55 кг/'м2. Глубина промерзания грунта согласно СНиП, гл. П-Б. 6 § 3: нормативная И11 =0,80 м; расчетная H — rrtt Нн = 1 Х0,80 = 0,80 м. Глубина заложения подошвы фундамента от естественной поверхности грунта принята в 1,1 м. Грунт в месте возведения сооружения — пластичный сугли- нок с коэффициентом пористости £ = 0,5. Грунтовая вода нахо- дится на большой глубине. Допускаемое давление на имеющийся грунт согласно НиТУ 6-48 при глубине заложения подошвы фундамента 2 м (расчет- ное сопротивление согласно НиТУ 127-55 при глубине заложения подошвы фундамента 1,5—2,0 м) и при ширине подошвы фунда- мента 0,6—1,0 м: при расчете на нагрузки основного сочетания [сго] = 2,5 к,г/см2\ при расчете на нагрузки дополнительного сочетания [од ] = [(7о] • 1,2 = 2,5- 1,2 = 3,0 кг!см2. При заложении подошвы фундамента на глубине 1,1 м: допускаемые давления согласно НиТУ 6-48, п. 21 [а01] = [ц0]’ (ОД-Ь-0,5-1,1-) =2,5 - 0,775=1,94 кг!см\ [сгд1 ] = [^01] • 1,20=1,94 • 1,2 = 2,32 кг/см2; расчетные сопротивления согласно НиТУ 127-55, п. 62 Яо1 = Яо (0,5 + 0,0033 /7) =2,5 (0,5 + 0,0033- НО) =2,15 кг!см2\ R д1=/?о1 • 1,20 = 2,15 • 1,20 = 2,58 кг!см2. Поперечное сечение лотка и опора с фундаментом приняты согласно рис. 22; при этом возвышение низа служебного мостика it поперечных балок над расчетным горизонтом воды в лотке принято равным 0,20 м. В качестве служебного мостика используются бортовые эле- менты, горизонтальный размер которых равен 0,7 л. 59
Продольный вид секции моста-водовода принят в виде двух- нролетпой с двумя консолями рамы (рис. 23). Величины проле- тов /Пр = /1-2 = 4-з и вылетов консолей /к приняты исходя из того, чтобы изгибающие моменты в опорных сечениях были оди- Рис. 22. Поперечный разрез лотка и опора с фундаментом моста-водовода. яаковы. При любом числе пролетов не меньше двух это получа- ется, когда /к = 0,408 /пр. Из условия 2/к +2/пр =30 получается /пр — 30_____ 2(0,408 4- 1) 10,68 л/, 60
тогда /к =0,408 • 10,68’^4,32 м. 11онерсчныс балки располагаются по концам консолей, в и шскостях опор и по середине пролетов; наибольшее расстоя- ние между осями поперечных балок 10,68 : 2 = 5,34 м. Рис. 23. Продольный вид секции моста-водовода. Перила предусматриваются сборные (см. рис. 33). Стойки перил располагаются по осям поперечных балок и в промежут- ках на расстоянии 5,34:3=1,78 м. Для проектирования конструкции принимаются материалы: бетон марки 200 с пределами прочности (согласно СН 55-59) в кг!см2: На сжатие осевое /?пр при изгибе /?и На растяжение осевое /?р 145 180 17,5 арматура из стали марки Ст- 3 с пределом текучести соглас- но СН 55-59 от =2850 кг!см2. Отношение модуля упругости арматуры к модулю упругости бетона принимается согласно СН 55-59 п = Е&: £б = 12. Коэффициенты запаса прочности /< принимаются согласно СН 55-59 как для сооружений II класса (табл. 4). Расчет элементов перил производится согласно приведенным ранее указаниям и в связи с его элементарностью не приводится.- 61
Таблица 4: Значения коэффициентов запаса прочности /< Причины разрушения Сочетания нагрузок и воздействий Основные Дополни- тельные Достижение бетоном предела прочности сжатии или арматурой предела текучести: при в сжатых элементах и 2,0 1,8 в остальных элементах .... > 1,8 1,7 Достижение бетоном предела прочности растяжении (главные напряжения): при при отсутствии расчетных косых стержней и мутов К" хо- 3,0 2,7 при наличии расчетных косых стержней и мутов Д' хо- 1,25 1,25 Расчет лотка в поперечном направлении Предварительно принимаем толщину железобетонной кон- струкции всех элементов лотка <У = 5/2-зКН — 5 • 2,5 X ]/” 1,75 « 16 см. Постоянная нагрузка, действующая вертикально на днище лотка и равномерно распределенная по его площади, состоит из: собственного веса железобетонной конструкции днища тол- щиной 16 см\ 2500-0,16 = 400 кг/ж2; веса штукатурки из цементного раствора внутренней поверх- ности днища толщиной 2 см\ 2200*0,02 = 44 кг/ж2; веса затирки цементным раствором наружной поверхности днища толщиной 1 см\ 2200-0,01=22 кг/ж2; § дн — 400 -г 44 4- 22 = 466 ка/ж2. Полная постоянная нагрузка, действующая вертикально Ha1 служебный мостик и равномерно распределенная по его пло- щади, такая же, как и на днище лотка §сл.м = giH = 466 кг/м2. Временная нагрузка, действующая вертикально на днище лотка и равномерно распределенная по его площади, состоит из веса воды ?Я=1000- 1,75=1750 кг/ж2.. >2
Временная нагрузка, действующая горизонтально на стенки лотка и распределенная по их высоте по закону треугольника* с наибольшей интенсивностью у днища 7^77= 1750 кг/я2. Временная нагрузка, действующая вертикально на служеб- ный мостик, рсл. м*—*300 Кг/м2. Расчетные пролеты: днища 12-з= & + = 2,50 +0,16 = 2,66 м; стенки l\-2—h+d=H+0,20+d= 1,75 + 0,20 + 0,16 = 2,11 м. Расчетный вылет консоли: 1К =0,70--—*0,16 = 0,62 м\ 2 s = 77-F — с?= 1,75+— 0,16= 1,83 м. 2 2 Расчетная схема лотка при работе его в поперечном направ- лении принята согласно рис. 15, г. Изгибающие моменты в опорных сечениях (по осям опор): М I — — 4 “(§сл. м 4“ Рсл. М )^с = = 4--5-(466 + 300) -0,622= + 147 кгм\ 2 6/?2ф 4- = _ (6-2054) 4-(147-2,11) 2Zi-2-43/2-3 (2 • 2,11) 4- (3 • 2,66) = —1036 кгм\ с 7?2ф = ^-7Я52/1_2 2-1,5——- 36 l Zi—2 + 4- 7^ ] /2-3 = 1750 • 1,832 - 2,11 2- 1,5 1,83 2,11 (1 RQ \ 2~| 1 / \ —- ) 4- — 466 4- 1750 2,663 = 2054 кг/м2. 2,11 ) J 24 \ J Поперечные силы: в Qk ~ (§сл. м -j- Рсл. м)/к — (466 + 300) 0,62 = 475 кг\ 63
j_ ^2-^1 = 1750'1>832 । ~~ *036- 147 6Z1-2 /1-2 6-2,11 2,11 = — 98 лгг; 1750-1,83(2,11 —0,61) .- 1036-147 =-------------------------- -4---------------- — 1699 лг; 2-2,11 2,11 Q2_3 = - Q3-2 = --Mg-дн + yH k-3 = ^-(466+ 1750) 2,66 = 2947 кг. 2 \ / / 2 Изгибающие моменты (наибольшие) в пролетных сечениях /Wi—2 = 7141 Qi-'2 -2 — 5 = 147 — 98 2Q.-2 „ -Г/7 1750 ' 1,83 Знак минус под радикалом указывает на то, что последнее слагаемое в скобках—величина мнимая, следовательно, наиболь- шего положительного изгибающего момента в пределах пролета (1—2) не будет и в любом сечении рассматриваемого пролета положительный изгибающий момент будет меньше Mi. Изгибающий момент в сечении стенки на уровне расчетного горизонта воды в лотке М1_2= 147—98 (2,11 —1,83) = 120 кгм\ M2-3 = М2 + — (gдн 4- чН) 1‘2-3 = — 1036 + 8 + — (466+1750) 2,662=+924 кгм. 8 Продольная нормальная сила растяжения, возникающая в днище лотка Nz—з = Qz-i = 1699 кг. Сечение служебного мостика у опоры 1. Мг = 14700 кгсм\ QK =475 кг\ 6=100 см\ h = d=\Q см. Подбор сечения арматуры в растянутой зоне производим по изгибающему моменту у грани стенки лотка. /И = М~QK — = 14700—475—-= 10900 кгсм; 2 2 64
KM КМ 1,8-10900 п_к , Fa =---=-------х— =-------9---= 0,65 слг2. °mZ Qm±-h 2850.-16 3 3 Площадь сечения арматуры необходимо принять не меньше Fa = ^6А = 0,001 • 100-16=1,6 см2. Принято Fa =3,93 см2—5 010 мм. Сечение стенки лотка у опоры 2. Мг=—103600 кгсм. Qz—i = — —1699 кг; b = 100 см; h = d=\6 см. Подбор сечения арматуры в растянутой зоне производим по изгибающему моменту у верхней грани днища лотка М = — ( M. — Q2-i—\= — ( 103600- 1699 • —V—90008 кгсм; I 2 2/ \ 2 / КМ 1,8-90008 __ „ а =----«— =--------9---= 5,33 см2. c,n — h 2850 — 16 3 3 7,86 см2—10 0 10 мм. у опоры 2. Л4г=—103600 кгсм-, Лг2~з= Принято сечение Fa =7 Сечение днища лотка ; = 1699 кг-, Qa-3=2947 кг-, 6 = 100 см; h = d = \6 см; а = а' = 3,5 см. При подборе сечения арматуры принимаем изгибающий мо- мент у грани опоры и=-(Я-й-)4]= \ " у 103600-2947 • у)=—80024 кгсм Сечение днища лотка в пролете. /М2-з = 92400 каем; М2-з== = 1699 кг; 6 = 100 см; h = d=\6 см; а = а' = 3,5 см. Принимая во внимание небольшую разницу между М и Мч- нри одной и той же продольной силе, а также учитывая обес- печение простоты конструкции и производства арматурных ра- бот, подбор сечения арматуры производим по усилиям, возни- кающим в пролетном сечении; при этом принимаем Fa =0,5 Fa> Fa > 0,001 bh; количество стержней в растянутой зоне не мень- ше 10. Предварительно находим: Р КМ2-3 , /СМ-з 1,8- 92400, 1,8-1699 РП1 Л а ~---------1--------=-------о-----1 ----—— = 6,01 см2; ат z 2<зт 2850-— «16 2-2850 3 F'a =0,001 6Л = 0,001 • 100 • 16= 1,6 см2 . 5- 200 65
Принимаем: Fa =7,86 см2— ю 0 ю мм; Fa = 3,93 см2—5010 мм. Определяем для сечения днища лотка (рис. 24): j уо'-3,5см Fa = 3 93см2-5$10мм Х=8,1см . >____[ {-•{--Ф- <> |\ В Ч----------.— ---------------------------- ---ф- -ф- -ф- ф- -ф -ф- ф -ф ф ф . ''0=3,5см F^ 7,86 см2-10$/Омм h<X>7,9CM —----- 4- iooqmj}---------—*— Рис. 24. Сечение днища лотка. приведенную к бетону площадь сечения Fnp =^ + /7(Л+А) = (100-16)+ 12 (7,86 + 3,93) = 1741 см2; статический момент относительно наиболее сжатого волокна всех работающих приведенных к бетону частей сечения Злр = ~bh2 + п [Fa (h — а) 4- Fa а'\ = = у 100-162+12(7,86(16—3,5)+ (3,93 - 3,5) = 14144 см3; I расстояние от наиболее сжатого волокна сечения до централь- ной оси x = Snp:Fnp =14144:1741=8,1 см; момент инерции относительно центральной оси всех работаю- щих приведенных к бетону частей сечения /пр = — Ьх3 4- — b(h — х)3 4- п { [/а — Fa (h — х — а)2] + * 3 3 4-[/;4-Х(х-я')2]}. **< Пренебрегая моментами инерции /а и /а площадей сечений арматуры Fа и Fa относительно их собственных- осей вслед- ствие их незначительности по сравнению со вторыми слагае- мыми в квадратных скобках, получае'м 66
/,1Р = J- bx2 + — b(h - x)34-n {Л (6 - x - a}2 + Fa (x - a )2} = 3 3 = ±.100.8,l3 + ± • 100 . (16 — 8,1)3-|-12 {7,86(16 — 8,1 - 3 3 -3,5)2+3,93 (8,1 — 3,5)2} = 36974 cm*. Напряжение растяжения в наиболее удаленном от централь- ной оси сечения волокне бетона Л12 3(/г —х) t /У2 3 _ 92400(16 — 8,1) / m/пр Fnp 2 • 36974 1699 .4--^ = 10,85 кг/сл2 . 1741 /?р : Дт = 17,5 : 1,0= 17,5 кг/см2. Главное растягивающее напряжение в опорном сечении по нейтральному слою при двухзначной эпюре нормальных напря- жений 2 2 b—h 10Э- —-16 3 3 Rp ; /("=17,5 : 3 = 5,83 кг/см2. Проверку напряжений в остальных сечениях элементов лот- ка не производим в связи с очевидной достаточностью их. Расчет бортового элемента При расчете бортового элемента определяем q б. эл = Qi-2= = 98 кг)м\ ТИпр оп /б. эл — 5,34 м\ _ j_ ± q6 эл Z2. эл = + ± 98 • 5,342 = ± 233 кгм\ ~ 12 12 Q = — <7б. эл эл = — 98 • 5,34 = 262 кг. 2 2 Размеры поперечного сечения бортового элемента 6 = 16 ск; h = 70 см\ а = а'= 3,5 см. Нормальные краевые напряжения в неармированиом сечении Л/ , 6М ,6 • 23300 , 2 о = н------=4-------= ±------------= ± 1,/9 кг/см2. - W bh2 16 • 702 Принимаем арматуру бортового элемента симметричной в ко- личестве не менееFa =Fa =0,001 6/2 = 0,001X16x70=1,12 сл*2, 5* 67
которую учитываем при армировании лотка в продольной на- правлении. Полное напряжение растяжения в бортовом элементе (с уче- том работы его с лотком в продольном направлении) на опоре 2 Об. р = 1,79+ 11,44= 13,23 KzlcM2<mRp : К-х Расчет поперечной балки Поперечная балка работает на изгиб в вертикальной плоско- сти под влиянием собственного веса и на сжатие от нагрузки, передаваемой бортовым элементом. Размеры поперечного сечения поперечной балки принимаем: 6 = 20 см; /1=16 см; а = а' = 3,5 см; /п, б = 2,66 м. Усилия, возникающие в поперечной балке: от собственного веса с учетом затирки цементным раство- ром толщиной 1 см всех ее поверхностей М= 4?.., еЙ „ = ~~ ((2500 • 0,20 0,16) -I- [2200 X 0,01(0,21 + о 8 4- 0,17)2]} == 86 кгм; Q = -±-qn. б/п. б = — (80 + 17) 2,66 = 129 ‘кг; & £ от нагрузки, передаваемой бортовыми элементами, Л^ = ^б. эл 4. эл =98x5,34 = 524 кг. Арматуру принимаем 4 0 10 мм, расположенную в углах; хомуты из стали 0 6 мм замкнутые; шаг хомутов— 15 см. М-- 2 А/ 8600-0,5-16 Сб. р = —------------ -j------------------------------ ^пр ^пр 20.163 4-2.12-1,57.(8 — 3,5)2 __________ 524_____ (20-16) -г (2 - 12 - 1,57) =7,60 кг]см2 <ш/?р : Кт . Расчет лотка в продольном направлении В продольном направлении лоток рассчитываем как двух- пролетную неразрезную с двумя консолями балку, загруженную равномерно распределенной по всей ее длине нагрузкой. 68 /
Нагрузка, действующая на лоток вертикально, состоит из: собственного веса лотка со штукатуркой и затиркой его по- верхностей 466[ (2,27 • 2) +2,50+ (0,54 • 2)] + 2500 (0,5 • 0,1 • 0,1 - 4) = 3834 кг/м\ веса поперечных балок сечением 20* 16 см [(80+ 17) • 1,42]: 5,34 = 26 кг/м\ веса перил (247 • 2) : 1,78 = 277 кг!м\ веса воды в лотке 1/50 • 2,5 = 4375 кг/м\ временной нагрузки на служебном мостике 300'0,7*2 = 420 кг/м. Полная расчетная нагрузка q=3834 + 26 + 277 + 4375 + 420 = 8932 кг/м. Определяем усилия, возникающие в сечениях лотка при ра- боте его в продольном направлении, пользуясь таблицами 2 и 3. Изгибающие моменты в опорных сечениях: .И, = +43 = _ _L qfK = _ -1-8932 • 4,322 = —83346 кгм- Л42 = а(у/?_2 - 0,5Mi = — 0,125 • 8932 • 10,682 + 0,5 • 83346 = = —85678 кгм. Поперечные силы в опорных сечениях: . QK = _ qlK =—8932'4,32 = —38586 кг-, п л» J- ^2-^1 _ 1 „/ I мг~М, Ql-2 = (21-2 Н--------- — — 7Zi-2 Н-----------= /1—2 2 /1-2 = ± 8932 • 10,68 + ~Т 85628 +83348. = 47479 кг- 2 10,68 Q2_! = Qti + = - — 8932 -10,68-4- Z]_2 2 , -85678 4-83346 Л7А1- 4-.--------!-------= — 47915 кг. 10,68 Наибольшие изгибающие моменты в пролетных сечениях л2 474792 Мл , — , — М _l. ..Ч1.т2_ = — 83346 4----- =42843 кгм. Mi-o — М2-3 — /Wj -+- 2q т 2*х 8932 Сечение на опоре 2. Мг = —85678 кгм\ Q2-i = —47915 кг. 69
Размеры поперечного сечения лотка приведены на рис. 25. Предварительно определяем в растянутой и сжатой зоне ми- нимальную площадь сечения арматуры Fa =F'a =0,001 -2- 16- 227 = 7,26 см2. / Предварительное определение площади поперечного сечения арматуры в растянутой зоне можно производить как для эле- мента прямоугольного поперечного сечения по формуле р КМ км ' 3 ~ „ 2. • -з h Принимаем FА =20,36 щи2—8 018 мм; F'a = 20,36 см2—8 0 18 мм. Определяем для поперечного сечения лотка: приведенную к бетону площадь сечения Fnp = (282 • 16) + (2 • 70 • 16) + (2 • 16 • 195) +' + (4- 10- 10-0,5) + 12(20,36 + 20,36) = 13680 см2; статический момент относительно наиболее сжатого волокна всех приведенных к бетону работающих частей сечения 70
Snp = (282 • 16-8) +(2- 70- 16-219) + (2•16 • 195-113,5) + + (2 • 10-10-0,5-207,7) +(2- 10-10-0,5-19,3) + + 12 [(10,18 • 222) + (10,18-216)+ (10,18 • 11) + (10,18 • 5)] = = 1313057 cm3; расстояние от наиболее сжатого волокна сечения до ней- тральной оси x = Snp Z7 пр =1313057: 13680 = 96 см; момент инерции относительно нейтральной оси всех приве- денных к бетону работающих частей сечения без учета момен- тов инерции площадей сечений арматуры относительно их соб- ственных осей /пр = (— 282 - 9бЛ - (— 250 • 803) + f 2 - — • 10 • 1031 4- V 3 / \ 3 / к 36 / 4-^2 - ~ 10- 10 - 76.72^ 4-^-2 • 70- 1313)- (у 2 - 54 - 115^4- 4- (2 • — - 10- 103) (2 • — • Ю- Ю - 111,72 12[10Д8(9124- \ 36 / \ 2 / 4- 852 4- 1262 4- 1202)] = 98087750 см*. Напряжение растяжения в наиболее удаленном от нейтраль- ной оси сечения волокне бетона Л42 (227 —х) _ 8567800 • (227—96) 11,44 кг/см2; бб. р — Главное о. /пР 98087750 mRp :7(-г =(1,5- 17,5) : 1=26,25 кг/см2. ; растягивающее напряжение: О9 iS™ 47915 -523626 ' , , u/2-i£np_ _---------.----=8,07 кг/см2; гл Ыпр 2-16 • 98087750 ей 1 Snp= (282 • 16 • 88) + (2 • 16 • 80 • 40) + (2 • • 10 • 10 • 76,70) +. +12 [ (10,18 • 91) + (10,18 • 85) ] = 528626 см3; =5,83 кг/см2; ~р- = 14 кг/см2. К" 3 ' К' 1,25 Следовательно, необходимы отогнутые стержни, хомутов же применять не будем. 71
Несмотря па то, что Пб Р значнюлыю меньше (////?,, : Л'т ), принятые размеры поперечного сечения лотка и его элементов, а также площади поперечного сечения арматуры оставляем, так как основные размеры поперечного сечения лотка обусловлены заданием, размеры поперечного сечения его элементов обуслов- лены работой лотка в поперечном направлении и конструктив- ными соображениями, а площади поперечного сечения арматуры приняты допускаемые для железобетонных конструкций. Площади поперечного сечения арматуры на опорах 1 и 3, а также в пролетах сохраняются такие же, как на опоре 2 (см. рис. 33, 34). Главное растягивающее напряжение на опорах 1 и 3 СГЛ -- = _47479_ ‘ 528626 == 8 00 кг1см2. blnp 2- 16-98087750 Расчет отогнутых стержней производим для части пролета, примыкающей к опоре 2. На продольную арматуру передаем 40% равнодействующей главных растягивающих напряжений, чему соответствует Огл. а = = 0,225сггл = 0,225 • 8,07 =1,81 кг/см2. Рис. 26. Эпюра главных растягивающих напря- жений в пролете 1—2 лотка при работе его в продольном направлении. Распределение главных растягивающих напряжений между продольной арматурой, бетоном и отогнутыми стержнями пред- ставлено на рис. 26. При расположении отогнутых стержней под углом 45° к про- дольной оси лотка необходимая площадь их поперечного сечения 72
»„W< (3,86 + 6,26)-159-2-16-1,8. ‘ ° am V 2 2 • 2850 • /2 Предусматривая же расположение отогнутых стержней под углом 60° к продольной оси лотка, получаем необходимую пло- щадь их поперечного сечения Fс°° = ______= * * = 11 90 см2 0 cos 15° 0,966 ,Уи с ' Принимаем =12,30 см2—8014 мм. Располагаем отогнутые стержни поровну (по 4 0 14 мм) в пределах обеих стенок лотка. При конструировании лотка учитываем еще арматуру бор- товых элементов, необходимую согласно выполненному ранее расчету по 2018 мм в каждом элементе. Расчет опоры и фундамента Производим расчет средней опоры и фундамента под ней, которые находятся в наиболее неблагоприятных условиях. На опору и фундамент вертикально действуют следующие нагрузки (см. рис. 22): а) собственный вес опоры при предварительно принятых раз- мерах поперечных сечений стоек—40X30 см, ригелей — ЗОХ Х40 см, с учетом затирки их поверхностей цементным раство- ром толщиной 1 см Gon = [ (2500 0,40 • 0,30) + (2200 • 0,01 • 1,44)] 5,00 • 2 + + [(2500 • 0,30 • 0,40) + (2200 - 0,01 • 1,44)] 2,02 -2 = 4661 кг; б) постоянная нагрузка, обусловленная весом лотка со слу- жебным мостиком, поперечных балок и перил (?л =(3834 + 26 + 277) 10,68 = 44183 кг; в) временная нагрузка, обусловленная весом воды в лотке и временной нагрузкой на служебном мостике, Рл =(4375 + 420) 10,68 = 51211 кг; г) собственный вес железобетонного фундамента и вес грун- та, расположенного поверху фундамента, предварительно при- нимаемый Оф X Grp ~ 0,1 (Gon Сл Рл) = = 0,1 (4661+44183 + 51211) = 10005 кг. 73
Горизонтально, в направлении, перпендикулярном к продоль мой оси сооружения, действует давление ветра (см. рис. 19): а) на перила Тй^пер === ^оп = 55 • 1,4 • 0,6'10,68 = 493 К<?/М; б) на лоток Wjj—Q/jLor, =55-1,4 • 10,68 = 822 кг/м; в) на опору ®оп == QkiJon = 55 '1,4’ 0,4 = о 1 кг/м. Случай, когда давление ветра на сооружение действует вдоль него, можно не рассматривать, так как при сквозных опорах он является более благоприятным, чем когда давление ветра действует на сооружение поперек него. Влияние колебаний температуры и усадки бетона можно не учитывать, так как расстояние между швами не превосходит 30 м. температурно усадочными Определяем размеры подошвы фундамента, принимая заглуб ление ее ниже поверхности грунта на 1,1 м. Усилия, действующие на основание по подошве фундамента и' отнесенные к ее центру, равны: N — Gon +. G.4 •+• Р.ч + Сф 4~ " Grp — = 4661 + 44183 + 51211 + 10005= 110060 кг; М = Wnep^nep I ^ф 4“ hon -р 4-----~ ^пер | 4~ hn [ + hon -|- = 493 • 1,00 0,60 + 4- 5,00 + 2,27 + — 1,00 ^ + 822 • 2,27 I0,60 4- 5,00 2,27 2 / \ 2 — 17316 кгм. 4~ 31 4.50 f0,60 + 5,00 — — 2,27 \ 2 При действии на основание по подошве фундамента усилия У= 110060 кг, возникающего от нагрузок основного сочетания необходимая площадь подошвы фундамента р N 110060 ' _11с_ 2 г =------=----------=51 ИО см2. Яо1 2,15 Принимаем 7? = 56000 см2 с размерами: вдоль сооружения &Ф =140 см, поперек сооружения «ф=400 см. 74
Давления на грунт, служащий естественным основанием под подошвой фундамента, при действии на основание усилий N = = 110060 кг и Л4= 17316 кгм, возникающих от нагрузок допол- нительного сочетания, равны: W ( М _ 110060 + 1731600 F ~ W 140-400 “±140.4002 6 = (1,97±0,46) кг/см2; Смкс = 1,97 + 0,46 = 2,43 кг/см2<2,58 кг/см2; о^ин =1,97—0,46=1,51 кг! см2. Давление на грунт под подошвой фундамента при действии на него усилия N— 110060 кг, возникающего от нагрузки основ- ного сочетания, равно W 110060 . , ,/OiC / о оср =-----=-------------= 1,97 кг!см2<2,\Ь кг см2. F 140 • 400 Влияние фактически принятых размеров фундамента в плане па величину расчетного сопротивления (допускаемого давления) основания в рассматриваемом случае весьма незначительно. Учет его дает увеличение расчетного сопротивления (допускае- мого давления) и соответственно несущей способности (запаса прочности) основания на 2%. Проверяем устойчивость сооружения в самом невыгодном случае (вода в лотке и временная нагрузка на служебном мо- стике отсутствуют): на опрокидывание около точки О (см. рис. 19, 22) 34уд — (Gon “ф Gj -ф Оф -j- SGrp) йф = (4661 -ф 44183 -ф 10005) -1- • 4,00 = 117698 кгм; 2 Л40п? = М= 17316 кгм; Л*опр = МуД : Мопр = 117698 : 17316 = 6,80; на сдвиг Лд = (Gon + 0л -ф Оф -ф S Grp)/= (4661 4- 44183 + 10005j0,30 = — 17655 кг; 7~сдв = ®пер ^пер "Ф hn +* “ЗУоп ^оп = (493 • 1,00) -ф (822 • 2,2/) +- -ь (31 • 4,50) = 2499 кг; 75
Кслв=ТуЛ : 7'Сдв = 17655 : 2499 = 7,06. Расчет опоры. Расчет опоры производим, руководствуясь ука- заниями, приведенными ранее. пер ’ 1 I 1 — &пер + <?л + — , 1 4-— Won 4- Мл ЛЛ J. 2 -р d 2' 1 2,52 493 - 1,00 — • 1,00 4- 2,27 4- — • 0,40 2 \ 2 4- 822 • 2,27 Г— 2,27 -h (— • 0,40 2 L 2 2) — 0,4 — 0,16 2 = 1419 кг; Ц7— Wnep Лпер 4" ^л + Won [ ^оп = (493 1,00) 4- (822.2,27) 4-31 5,00 - 2,38 — — —2,58^ = 2400 кг; 2 / ------ 1(Лн --- Лоп 4“ /fon) (/^Н 4“ ^оп — Лоп )] > = йн----J = — - 31 2,58 4- 2 I [(2,38 - 5,00 4- 4,50) • (2,38 + 5,00 - 2,38 -4,50)] =75 кг; 3 = ~ (ft„ - Лоп + Л)2 = 31 (2,38 - 5,00 + 4,50)2= 23 кг. <&Г1п Л * Продольные силы, возникающие в элементах опоры от вер- тикально действующих нагрузок, равны Л = -|-( Gon 4- Ол 4- Л ) =— (4661 +44183+51211) =50028 кг. 2 2 Р w 2 1 2 2 ^2 = у Won 76
Усилия в элементах опоры от горизонтально действующего поперечного давления ветра определяются следующим образом. При обозначениях и численных величинах согласно рис. 19, 22, 23: J = A bc h3 = — 40 • 303 = 90000 см4 = 0,0009 м4; 12 12 Л = — М3р=—30- 403= 160000 сж4 = 0,0016 м4; " 12 Р 12 J3 = А Ь„ + А /,,(/>„ - X)3 + А (Ь„ - 6,)(Л„ 3- х)3; О О о 5 bp — {hp — hn ) I Ьп /гп + b^hp —ha) (1068 • 16 • 8) + 30(40 - 16) 40 — — (40 - 16) 2 । — 8,81 ему (1068 • 16)4-30(40- 16) -.1068 • 8,813) +— -30(40 — 8,81)3 4---(1068— / 3 3 — 30) - (16—8,81)3 = 675462 сл!4 = 0,006755 м4у : Л =2,38 : 0,0009 = 2644; s2 = hB : Л =2,6919 : 0,0009 = 2991; \ 6 = а : Л = 2,52 : 0,0016= 1575; г2 — а : У3 = 2,52 : 0,006755=373; Аг, А1575 ---------------= -----------------------------= 0,07916; А (Г, + Г2) ч- 2s2 А (1575 + 373) + (2 • 2991) <5 о — s2 4 2400 • 2,6919-2991 у (^1 + г2) 4- 2s2 -i- (1575 4- 373) 4- (2 • 2991) = — 1457 к гм; A IF,/!, ад + A + Ц7,/!, + (F,(/!„ + h. )]S, -i-v]2r2 + 2t]2s2 4- 4- С1 — 1l)2ri 4- 2s> О о / 77
/1 \ 1 - 2400 • 2,6919 • 2991 • 0,07916 + — [(75 • 2,38) + \ 2 /2 (— • 0.079162 • 373 ]+ (2 • 0,079162 • 2991) + \ 3 J + (2400 • 2,6919) + 2400(2,38 + 2,6919)] - 2644 л 1 л, « — 44ч1 А <? 34. + — (1 — 0,07916)4575 + (2 • 2644) 3 Изгибающие моменты: Л41-4 = Л41- 2 = — M4_i — — Л44_5 — — XY — т[Х2 = = 1457+(0,07916-4441) = 1808 кгм; = — Ms—4 = — Х{ — ^Х2------— WtJib — 1457 + + (0,07916 • 4441) - (— • 2400 • 2,6919Х| = - 1422 кгм\ \ 2 / /И2-з = - Мз-б = - Х2 — — W\hs = 4441 - (— • 2400 . 2,6919^ = 2 ( 2 ’ / = 1211 кгм\ М з~2 = - М&_5 = - х2 - 4- w. [hB + Лн) - — = 2 2 = + 4441 — ~ - 2400(2,6919 + 2,38) — • 75 • 2,38^ = = — 1734 кгм\ М2-5= —/Ио-2 = xt — X2(l -+ = - 1457 + 4441(1 -0,07916) = = 2632 кгм. Поперечные силы: Qj_2 = Q4_5 = l-U71 =-i • 2400 = 1200 кг\ Q2-3 = C?5-6 = ~ + ^2) = ~ (2400 + 75) = 1238 кг\ п 2^,4 2-1808 14Q_ Ч!-4 =--------=----------= 1435 кг\ а 2,52 78
<?2_5 = J^=±l263_2 = 2089 «2. a 2,52 Продольные силы: N^z = _ М,_5 = — pw — Qt_4 = - 1419 - 1435 = — 2854 кг; TV 2—3 — — TV5_6 — P-w — Qi-4 — Q2—5 == — 1419 — 1435 — 2089 = ' = — 4943 кг; 1 1 tV|_4 = — W. = — • 2400 = 1200 кг; 2 2 N2_5 = -1HZ2 = -1.75 = 38 кг. Из сопоставления усилий, возникающих в сечениях элемен- тов опоры при основном и дополнительном сочетаниях нагрузок,, а также соответственно требуемых коэффициентов запаса вы- текает, что наиболее невыгодным для элементов опоры является действие на нее нагрузок в дополнительном сочетании. Поэтому проверку достаточности предварительно принятых размеров поперечных сечений элементов опоры и подбор сече- ний арматуры производим по усилиям, возникающим в сечени- ях элементов опоры при дополнительном сочетании нагрузок. Ригели принимаем одинакового поперечного сечения с оди- наковым армированием, учитывая знакопеременность возникаю- щих в их сечениях усилий: Л4 = 2632 кгм; N — 38 кг; Q = 2089 кг; b = 30 см; h = 40 см; а — а' = А см; hn = h—а = 40—4 = 36 см. Продольную силу N вследствие ее незначительности не учи- тываем. -36 - — = 0,295; 1,7 • 2632 0,30 р = 0,004; 7 = 0,968; Ла = р^0 = 0,004• 30 • 36 = 4,32 см2; Q _ Q bz b-[h0 2089 30 • 0,968 • 36 = 2,00 кг!см2. Принимаем арматуру в верхней и нижней зонах Ла = Fa =4,61 см2—30 14 мм. I 79
Хомуты принимаем из стали 0 6 мм замкнутые; шаг хому- тов принимаем 20 см. Стойки рассчитываем руководствуясь СН 55-59 и И 123-49, учитывая, что в поперечном и продольном направлениях рас- сматриваемое сооружение представляет собой рамную конструк- цию со смещающимися узлами, в которой расчетная длина стоек может достигать двойной действительной длины их. Размеры сечений стоек: вдоль сооружения b = 40 см / —-—/0 ). поперек сооружения h = 30 см — 1„ 15,9 Случай I (продольная сила N наибольшая): .44 = 1734 кгм- N = 50028 + 4943 = 54971 кг-, Q=1238 кг; е0 = М :Д/==1734: 54971 = 0,032 лг = 3,2 см; /о = 2,38-2 = 4,76 л* = 476 см; 10 : Л = 476 : 30= 15,9; № _ 1,7 - 54971 Rnbh 180-40-30 = 0,433; = ___________1__________ ।_________/ 4 У 400 h ' . 1б9, *'38; 400 . 1,38 = 0,15. h 30 При-^ m = 0,15 Л1 мин =0,64>0,433. Следовательно, у гра- ней стоек, перпендикулярных к плоскости изгиба, необходимо принять арматуру с наименьшей допускаемой нормами пло- щадью сечения F& = Fa =^6А = 0,001 -40-30=1,2 см-. Поскольку- размер меньшей стороны поперечного сечения стойки больше 25 см, продольную рабочую арматуру принимаем из стали 0 14 мм, а так как размер большей стороны не пре- восходит 40 см, то ограничиваемся расположением стержней арматуры только в углах. Таким образом, принимаем - Fa =Fa =3,08 см2—2 0 14 мм. 80
Хомуты принимаем из стали 06 мм-, шаг хомутов—20 см. ( пучай II (продольная сила N наименьшая): /И = 1734 кгм; N=50028—4943 = 45085 кг; Q=1238 кг; е0 = М :М= 1734 : 45085 = 0,038 л = 3,8 см; KN 1,7.45085 А пл =------=-------------- = 0,355; RKbh 180-40.30 т =---------------гтг“ =----а оЕё--------= 1,29; 1- 15.92 4С0 \ h) 400 —°— щ = _М_ 1,29 =0,16. h 30 При^ = 0,16 п\ Мин = 0,64>0,355. Следовательно, принятое h ранее количество арматуры сохраняется. Проверка главного растягивающего напряжения не произво- дится вследствие очевидной достаточности размеров окончатель- но принятых сечений стоек. Затем проверяем стойку на устойчивость в плоскости, пер- пендикулярной к плоскости изгиба, как элемента, работающе- ю на центральное сжатие: /(> = 5,07-2=10,14 №1014 см; 10 : 6 = 1014 : 40 = 25,4; 99 = 0,585; KN= 1,7 -54971 =93451 кг; ?[/?пр Гб + (Га + Га )]= 0,585 [(145 - 40 - 30) +2850(3,08 + 3,08] = = 112060 кг; AW< ?1ЯпР Гб(Га + Г;)]. следовательно, устойчивость в плоскости, перпендикулярной к плоскости изгиба, обеспечена. Расчет фундамента. Для окончательного расчета фундамента с учетом упругости основания приняты размеры его, получен- ные в результате предварительного расчета, предусматриваю- щего линейное распределение реакций грунта по опорной пло- щади фундамента. Предварительный расчет здесь не приводится, а размеры фундамента показаны на рис. 22. Вес фундамента <?Ф =2500 • 4 - [(0,5 0,6) +2 -у (0,2+ 0,3) - 0,45] = 5250 кг. 6—20Э 81
Вес грунта, расположенного поверху фундамента, 2Gip =16001 (1,40-4,00- 1,10) —(0,300 + 0,225) 1— — (0,40 • 0,30) • 0,5 • 2] = 6304 кг- Полный вес фундамента и расположенного на нем грунта Оф +£Grp =5250 + 6304=11554 кг отличается от предварительно принятого на 11554—10005 = = 1549 кг, что составляет от полной нагрузки на основание фун- дамента меньше 1,5%. Следовательно, предварительный расчет фундамента можно не исправлять. Принятые в дальнейших расчетах обозначения и их число- вые величины: йф =4 м—длина опорной площади фундамента; Ьф =1,4 м—ширина опорной площади фундамента; Ьо =0,5 м—ширина ребра фундамента; Аф =0,6 м—высота фундамента (с ребром); £1 = 1,8-106 т/м2—модуль упругости материала фунда- мента (бетона марки 200) как для изгибаемого элемента; V] = 0,15—коэффициент Пуассона для материала фундамента; £0 =103 т/м2—модуль деформации грунта (пластич- ного суглинка); Го =0,35—коэффициент Пуассона для грунта (пластичного суглинка); J— 14128 • 10~6 лД—момент инерции поперечного сечения фундамента относительно оси, прохо- дящей через центр тяжести его се- чения; Лф. пр=1/ ——--= 0,495 м—высота фундамента прямоугольного се- V чения, эквивалентного по жесткости фундаменту с принятыми размерами. Для выяснения типа и расчетной категории фундамента опре- деляются: а) показатель гибкости в поперечном направлении 9 / \з / 1 л\з Зк(1 -vf )£0 3 3,14(1 — 0,152) • 10s- / —___________________\ ^ / ________________________________\ ^ / (1 - пр (1 - 0,352) 1,8 • 10° • 0,4953 = 0,0165; 82 с
б) показатель гибкости в продольном направлении W—3,14 • 103 • [ — • 106 °\ 2 Л 2 J \ 2 / \ 2 / 2(1 - ~ 2(1 - 0,35‘%8 106 • 14128 = 0,39; в) отношение а г?ф : b ф = 4 : 1,4 = 2,86. Но указаниям М. И. I орбунова-Посадова [10] при tn <1 конструкцию можно принимать за аб- солютно жесткую в попе- речном направлении; при 10<а<20 и 0,5>/ кон- струкцию можно рас- сматривать в продольном направлении как жест- кую. В настоящем примере Рис. 27. Схемы нагрузок на фундамент по его подошве: а—осно в н ых; б—до п о л н и тел ьн ых. как прямоугольную плиту, выясняется также путем опреде- п = 2,86<10, поэтому фун- .1 л.мент необходимо рассматривать расчетная категория которой юпия показателя гибкости. Зтгг(^£0(1 -v?) Eft#. пр (1 — "'о) 4 3-3,14-4 - 1,4- — • 103(1—0,152) 1,8 - 10п • 0,4953(1 — 0,352) = 0,54. Из сопоставления полученного значения показателя гибкости t с величиной 8:Уа = 8: /2,86 = 4,7 видно, что г<(8: следовательно, рассматриваемый фундамент относится к кате- । ории жестких плит. На фундамент по его подошве действуют нагрузки: а) основные (рис. 27, а), к которым относятся вес фунда- мента и засыпки на нем, принимаемый равномерно распределен- ным по площади подошвы фундамента, Рф = (Оф + L Огр ) : Дф Ьф =11554 : (4 • 1,4) =2063 кг/м2 и давления от колонн по осям их Л = —(Gon + Ол 4-Рл) = -1 (4661+44183 + 51211) =50028 кг\ /2 2 (.* S3
б) дополнительные, обусловленные горизонтальным давлени- ем jiCTpa на сооружение, приложенные в точках пересечения осей колонн с подошвой фундамента (рис. 27,6), N 5—6 = — з = 4943 кг; М3-2 = = /Из—2 + (Q3-2 • Аф )= 1734 + (1238 • 0,6) =2477 кгм; <2з-2 —Q6—5 = 1238 кг. Рис. 28. Схема эквивалентных нагрузок на фундамент по его по- дошве и эпюры реактивных давлений грунта. Так как фундамент представляет собой абсолютно жесткую конструкцию, то фактически действующие нагрузки заменяются эквивалентными нагрузками, приложенными в центре подошвы фундамента: основными Ро = Рф «ф Ьф + 2РК = 11554+ 100055= 111609 кг; дополнительными Л4о = Л1з-2 + 6—5 + М?-за =2477 + 2477 + + (4943- 2,52) = 17410 кгм; Qo = Qs—a + Qe—5 = 1238+ 1238 = 2476 кг. При этом за положительное направление моментов принима- ется такое, при котором половина фундамента, отвечающая по- ложительным значениям х и у, стремится повернуться вниз, а 84
г, у—координаты точек подошвы фундамента, отнесенные к полусторонам ее, то есть х—х': 0,5 «ф; у=у': 0,5 Ьф, где х', у'—действительные координаты точек подошвы фунда- мента (рис. 28). Величины реактивных нормальных к подошве фундамента давлений р в любой точке ее с приведенными координатами х, у определяются из зависимостей: а) при загружении эквивалентной нагрузкой Ро р (X, у) р0 = («оо + «2О X2 + «q2 I/2 + Й40 X4 + «22 X2 Z/2 + «04 у +, р + «60 X6 + «42 я4 У2 + «24 X2 Z/4 + «06 г/6)-2— ; «Ф Ьф б) при загружении эквивалентной нагрузкой Л4о Р (X, у) ЖО = («Ю Х + «зоХ3-}-«12Х г/2 + «50Х5 + «32Х3!/2+, +«]4х z/4)-——ffi- — / «Ф \ | Ьф \2~) 2 Эквивалентная нагрузка Qo реактивного давления, нормаль* ного к подошве фундамента, не вызывает. Значения входящих в эти зависимости коэффициентов прини- маются из таблиц 111, 112, приведенных у М. И. Горбунова* Посадова [10], в зависимости от величины а. Для рассматриваемого фундамента « = 2,86; = 6218 /сг/ля2 = 6,218 т/м2-, 2 —= _1П6СЛ = 199зо кг/м2= 19,930 т/м2-, «Ф Ьф 4-1,4 Мо __ 17410 Ьф \ MV/Jj 2 ) \ 2 И ! { «ф ч 2 р (х,у)р0 = (0,579 + 0,166х2 + 0,336#2 + 0,192х4 + 0,056х2у2 + + 0,343 г/4 + 0,364 х6 + 0,010 х4 у2 + 0,130 х2 г/4 + 0,564 г/6) X X ———==Л • 19,930 т/м2-, « ф Ьф р (х, у)м0 = (0,387 х + 0,150 х3 + 0,234 х у2 + 0,259 х5 + Л0,053х3у2 + 0,369х z/4) ——-=В -6,218 т/м2,. 2/ Ьф ' к 2 «ф 2 85
Таблица 5 Значения реактивных давлений, нормальных к подошве фундамента Точки Координаты ) р0 в т+2 Р (х> у) мов т/м2 Ед (+,_у) В т/м2. X У А А-19,930 В В-6,218 4' —1,00 0 +1,301 +25,93 —0,796 —4,95 +20,98 3' —0,75 0 +0,798 + 15,90 —0,415 —2,58 +13,32 2' —0,50 0 +0,638 + 12,71 —0,220 —1,37 + 11,34 Г —0,25 0 т 0,590 + 11,76 —0,099 —0,61 + 11,15 0 0, 0 +0,579 +11,54 0 0 +11,54 1 +0,25 0 +0,590 + 11,76 +0,099 +0,61 + 12,37 2 +0,50 0 +0,638 + 12,71 +0,220 +1,37 + 14,08 3 +0,75 0 +0,798 +15,90 +0,415 +2,58 + 18,48 4 + 1,00 0 4-1,301 +25,93 +0,796 +4,95 +30,88 9' —1,00 0,5 + 1,442 +28,74 -0,891 -5,54 +23,20 8' —0,75 0,5 +0,925 + 18,43 —0,482 —3,00 + 15,43 Т —0,50 0,5 +0,758 + 15,11 —0,263 —1,63 + 13,48 & —0,25 0,5 +0,714 +14,23 —0,120 —0,75 + 13,48 5 0 0,5 +0,693 +13,81 0 0 +13,81 6 + 0,25 0,5 +0,714 + 14,23 +0,120 + 0,75 +14,98 7 +0,50 0,5 +0,758 + 15,11 +0,263 + 1,63 + 16,74 8 +0,75 0,5 +0,925 + 18,43 +0,482 +3,00 +21,43 9 + 1,00 0,5 + 1,442 +28,74 +0,891 +5,54 +34,28 14' —1,00 1 +2,740 +54,61 —1,452 —9,03 +45,58 13' —0,75 1 +2,149 +42,83 —0,881 —5,48 +37,35 12' -0,50 1 + 1,928 +38,42 —0,528 —3,28 +35,14 11' —0,25 1 + 1,845 +36,77 —0,251 —1,56 +35,21 10 0 1 + 1,822 +36,31 0 0 +36,31 11 +0,25 1 + 1,845 +36,77 +0,251 +1,66 +38,33 12 +0,50 1 + 1,928 +38,42 +0,528 +3,28 +41,70 13 +0,75 1 +2,149 +42,83 +0,881 +5,48 +48,31 14 + 1,00 1 +2,740 +54,61 + 1,452 +9,03 +63,64 В табл. 5 приведены величины реактивных нормальных к по- дошве фундамента давлений, а на рис. 28 изображены их эпю- ры, причем толстыми сплошными линиями изображены эпюры реактивных давлений от основных нагрузок, толстыми пунктир- ными— эпюры реактивных давлений от основных и дополни- тельных нагрузок. Полученные методами теории упругости реак- тивные давления распределяются по подошве фундамента нерав- номерно и возрастают к краям его, где они превосходят вели- чины допускаемых давлений. Такая неравномерность в распре- делении реактивного давления по подошве фундамента присуща жестким конструкциям их. Фактически при учете развития в грунте пластических деформаций, заглубления фундаментов и
фугих факторов реактивные давления несколько перераспреце 1яются и, выравниваясь, обеспечивают требуемую работу фун чамента. Расчет без учета указанных факторов и обуславливав мого ими перераспределе- ния реактивного давления |,ает повышенные запасы прочности. Кроме того, на рис. 28 изображены эпюры реак- iявных давлений грунта, подсчитанных без учета упругости основания: тон- кими сплошными линия- ми — от основных нагру- юк (до =19,93 т/м2), тон- кими пунктирными — от основных и дополнитель- ных нагрузок Дд(мкс) = = 24,59 т/м2’, Дд(мин) = = 15,27 т/м2. Из сопоставления ве- личин реактивного давле- ния грунта, обусловлива- ющего работу полок фун- дамента на изгиб и возни- кающего при действии ос- новных, а также основных и дополнительных нагру- !ок с учетом соответству- ющих коэффициентов за- паса, вытекает, что невы- годной является работа полок, когда на фунда- мент действуют основные и дополнительные нагруз- ки, так как г Рис. 29. Поперечное сечение фунда- мента и расчетные схемы его при работе в направлении оси у. а—поперечное сечение фундамента; б—расчетная схема свесов фунда- мента при учете упругости- основа- ния; в—расчетная схема фундамента как жесткой полосы; г—расчетная схема свесов фундамента без учета упругости основания. 54,61 • 1,8 ( = 98,298) т/м2<63,64 • 1,7(= 108,188) т/м2. Учитывая монолитность конструкции фундамента и влияние распределительной арматуры для расчета полок фундамента, принимаем средние реактивные давления по его подошве на про- тяжении половины длины (2 м) в пределах наиболее напряжен- ной части. ' Среднее реактивное давление между точками 14—13—12— 11 —10, за вычетом веса фундамента и засыпки на нем, равно 87
— [—•63,64 + 48,31 + 41,70 + 38,33 + 4- -36,31 W— 2 \ 2 2 j —2,063 = 44,58—2,063 = 42,52 т/м2, а среднее реактивное давление между точками 9—8—7—6—5— — (— 34,28 + 21,43+16,74+14,98+ — • 13,81 0,5—2,063 = 2 [ 2 2 / = 19,30—2,063=17,24 т/м2. Расчетная схема может быть принята с незначительным упрощением, идущим в запас прочности по рис. 29, б. Усилия, возникающие в сечении заделки полки: М = (0,5 • 17,24 • 0,452) +[0,5(42,52—17,24) X о X0,35 (0,10+— 0,35 )] =3,220 тм- О Q= (17,24 - 0,45) +[0,5(42,52—17,24) • 0,35]= 12,182 т. При расчете полок фундамента в направлении оси Y, как жесткой полосы в условиях плоской задачи, поскольку в этом направлении фундамент является абсолютно жестким, усилия, возникающие в сечении заделки полок, определяются согласно изложенному у М. И. Горбунова-Посадова по формулам: - Ьф _ M=M~f~P'-, Q = QP'. В этих формулах М, Q — безразмерные величины, определяе- мые соответственно по таблицам 16,6 и 16, в, составленным для ^ = 0 с учетом того, что « = 0 и £ = =0,357; 2 2 2 2 Р'—среднее давление на 1 м длины фундамента в наиболее нагруженной половине его, 1 2 j -2,063-1,4 = 32,009 т/м. />'=-0,5 ( — - 57,078 + 38,374 + 31,241 +28,231 + +4 -26’411 Расчетная схема принимается по рис. 29,6. 1 4 Л4 = 0,16---’— 32,009 = 3,585 тм: 2 Q = 0,385 • 32,009= 12,323 т. 88
При расчете фундамента без учета упругости основания, ко- гда реактивные давления по подошве фундамента изменяются по линейному закону, усилия, возникающие в сечениях заделки полок в наиболее опасных местах (рис. 29, г), равны: Л4 = (24,59—2,06) 0,452 = 2,281 тм; Q= (24,59—2,06)0,45= 10,138 пг. Подбор сечения полок фундамента в месте заделки произво- дится по усилиям, полученным в результате расчета их как жест- кой полосы в условиях плоской задачи. Л4 = 3585 кгм; Q= 12323 кг; Ь=1 ж =100 см; h = 30 см; а = 4,5 см; Л= 1,7; = й—а = 30—4,5 = 25,5 см; _ h0 _ 25,5 Г ~ /~~КМ ~ 1,7 - 3585 |/ Ь |/ 1 При г=0,321; //. = 0,0035; ^=0,972; Fa = //ФЛ0=0,0035-100-25,5 = 8,93 щи2. Принимаем F а =9,04 см2—8 012 мм. Q Q _ 12323 bz ОГл •— = 0,327. 78 17 5 = 4,97 кг]см2<С. —— byhQ 100-0,972-25,5 2,7 = 6,48 кг/см2, следовательно, хомутов и отогнутых стержней не требуется. Фундамент в направлении оси X (см. рис. 28), поскольку а>2, рассчитывается как балочная конструкция, загруженная действующим снизу вверх реактивным давлением грунта и дей- ствующим сверху вниз весом фундамента и засыпки .на нем, а также нагрузками, передающимися от стоек. Величина реактивного давления на фундамент, собираемого по его ширине, в различных точках по оси определяется площа- дями эпюр реактивных давлений, построенных для различных поперечных сечений фундамента (см. рис. 28). На рис. 30, 31 изображены расчетные схемы фундамента в направлении оси X при действии на него основных нагрузок (рис. 30), а также основных и дополнительных (рис. 31), причем величины реактивных давлений приведены за вычетом веса фун- дамента и засыпки на нем. ' ^пюры реактивных давлений изображены в виде ломаных линий (см. рис. 28), которые являются вписанными в фактиче- ские криволинейные эпюры. Вследствие этого подсчитанные ве- 89
личины усилий несколько больше фактических. Этим же объяс- няется несоблюдение равновесия у стоек и невязка в величине Рис. 30. Расчетная схема фундамен- та при работе его в направлении оси X при действии на него основных нагрузок. Оф-Ъ.ОО м 1-0.74 j™- L--2.52 &45.Q85 Т ^--0^ Р^-54.971т Рис. 31. Расчетная схема фундамен- та при работе его в направлении оси X при действии на него основ- ных и дополнительных нагрузок. изгибающего момента, определенного в сечении 101—5i—0—5— 10 от действия основных и дополнительных нагрузок. Для упро- щения расчета принято, что поперечная сила от основных и до- полнительных нагрузок в сечении 101—5i—0—5—10 равна нулю. Значения усилий, возникающих в сечениях фундамента, при- ведены в табл. 6. Т а б л и ц а 6 Значения усилий, возникающих в сечениях фундамента Сечения Усилия ОТ ОСНОВНЫХ нагрузок Усилия ОТ ОСНОВНЫХ и дополнительных нагрузок М в тм I Q в т М в тм Q в т 14,—9]—V—9'—14' 13[— 8j— 3'—8'—13' По оси стойки 12'—7 j— 2'—7'—12' 1'-6'-1Г 10j—5j—0—5—10 11 6j—1—6—11 12т—7t—2—7—12 По ОСИ СТОЙКИ 13,-81—3—8—13 14,-91—4—9—14 0 —5,052 —10,473 —5,162 4-0,203 —0,483 4-0,203 —5,162 —10,473 —5,052 0 0 —18,996 —26,044 4-31,297 4-24,309 4-11,894 0 —11,894 —24,309 —31,297 4-26,044 4-18,996 0 0 —4,123 —8,585 —11,062 —5,751 + 0,098 +0, 221 —1,202 4-0,306 —4,572 —9,885 —12,362 —5,994 0 0 —15,573 —21,565 4-29,094 4-22,971 +11,574 0 —12,216 —25,640 —33,494 +30,525 +22,419 0 90
Поскольку дополнительная нагрузка в виде ветра может дей- ствовать на сооружение в различных направлениях, фундамент армируется симметрично относительно середины его длины. Для сечений на опорах наиболее невыгодным является действие на сооружение основных и дополнительных нагрузок, так как: 12,362 • 1,7( = 21,015) тм; т<33,494 • 1,7( =56,940) т. К=1,7; Q3 = 22,419 т; Q2 = 25,640 т; Qo — 0; 7г = 60 см; а = 6 см; 10,473- 1,8(= 18,851) тм 31,297- 1,8 ( = 56,335) М = 12,362 тм; QK_3 =30,525 т; Qk-2 =33,494 т; Qi = 12,216 т; Ьо = 5О см; ho=h—a=60—6 = 54 см; г =-----------= —------= ——— = 0,263. / КМ / 1,7 - 12362 205 V Ьо ]/ 0,5 При г = 0,263 £6 = 0,0057; у = 0,958 +а = [х b0 h0 = 0,0057 • 50 - 54 = 15,39 см2. Принимаем Fa =16,01 см2—6014 + 6 012 (6 0 14 разме- щаются в пределах ребра, а 6 0 12 — в пределах полок). Расчет на главные растягивающие напряжения производим в соответствии с указаниями СН 55-59; ГТ Q _ Q . ° гл 1 Огл (к—3) 30 525 . 1Qn , 2 = = 11,80 кг/см2; 50 • 0,958 • 54 22419 „ <5гл (3) = =8,66 кг/см2; 50 • 0,958 • 54 Огл (к - 2) 33494 . о, 2 — =12,95 кг/см2; 50 • 0,958 • 54 Орл (2) 25640 4 ПП1 , 2 -=.—————=9,91 кг см2; 50 • 0,958 • 54 Огл (1) : I2216 И -70 /2 — =4,72 кг см2; 50-0,958-54 (7гл (мкс) < Др К' = 17,5 : 1,25= 14 кг/см2. 91
Эпюры главных растягивающих напряжений изображены на рис. 32. Рис. 32. Эпюры главных растягивающих напря- жений в фундаменте при работе его в направлении оси X. На продольную арматуру передаем 40% равнодействующей главных растягивающих напряжений; тогда, поскольку эпюры имеют очертание, весьма близкое к треугольнику: Огл. а (к- 4) = 0,225 • 11,80=2,65 кг/см2-, Огл. а (к-о) =0,225 • 12,95 = 2,91 кг[см2. Хомуты принимаем четырехветвенные (д==4) из стали 08 мм; шаг хомутов принимаем ах =25 см; тогда <smf*n 2850-0,5-4 . 2 Огл х = — ---= —----------- =2,68 кг см2. Ках Ьо 1Л- 25 • 50 Определяем площади поперечного сечения отогнутых стерло ней: в пределах участка К — 4 Дгл. б =17,5:2,7 = 6,48 кг/см2; о)о = — (6,47 + 3,33)24+ -3- (3,33+1,15)12,6=146 кг/см; 2 2 _ _ 1,7 • 146 - 50 „ . Го= -----------------7—— = 3,07 СМ. CmVZ 2850/Г Принимаем 7%=6,15 см2—4014; в пределах участка К—0 92
<a0=— (7,36 + 4,32)26+ -^-(4,32 + 0,89)33,1=238 кг/см-, 2 2 = = 1,7 - 238 -50 = 5 02 ° V2 2850И2 Принимаем F0 = 6,15 cm2—4014. Сечение в пролете: Mi = +0,306 тм— +306 кгм; Мо=—1,202 тм =—1202 кгм-, /(=1,7; 60=50 см\ />п = 140 см\ /г = 60 см\ а = 6 см-, см\ 54 hQ = h—а = 60—6 = 54 54 hr\ V ьъ При г = 0,851 ^ = 0,0005. Fa =[1 мин • Мо = 0,001 • 50 • 54 = 2,7 см2. Принимаем: внизу Fa =6,15 см2—4 0 14; вверху Fa = = 7,60 см2—2 014 + 4 0 12. Армирование конструкций моста-водовода можно осуществ- лять как вязаными, так и сварными каркасами и сетками (рис. 33 и 34). Сварные каркасы лотка и ребра фундамента предусмотрены плоские без отгибов, поэтому главные растяги- вающие напряжения переданы только на бетон, продольную и поперечную арматуру. Расчет поперечной арматуры в стенках лотка, необходимой для восприятия возникающих в них при работе лотка в про- дольном направлении главных растягивающих напряжений, произведен для части пролета, примыкающей к опоре 2, где °гл.х =8,07—1,81 = 6,26 кг! см2. При п = 4, =100 см, Ь = 16X2 = 32 см, А=1,8 6,26-1,8-100-32 _ f = _£+2---i— = -1-------------- =3,16 CM2 J oT • ll 1,7 • 12' 2 0,5 2850-4 64 = 0,844. Кроме того, согласно расчету лотка в поперечном направ- лении необходима арматура на 100 см длины его: у наружной поверхности стенки лотка возле опоры 1 и у верхней поверхности служебного мостика в количестве 0,65 см2', у внутренней поверхности стенки лотка возле опоры 2 в ко- личестве 5,33 см2. 93
.-- --------- W}T6<p/0;e-3D6 f 150 ®8Ф/0, е~296 Защшптш слой 4 см PL /30 ~то Лоток (средняя секция) ®8ф!8. f- -597 Т/О Г Z-X ' &)4ф/КО-‘У7 V-v—— -L & X <5 ®4ф18. ®4Ф/8,0-/517 /490 ЯЗ 4 ф/8 .£-/563 /536 Деталь лотка д сопряжения с каналом ®4ф!0;£^/43 382 _----- /20--- -Лж- т У S- о ®/250 / 2 Р3}3ф/4.е=395 ()б)20/0; 0=389 17, 2 &п 'So' из <Я- из /4 \@>6ф/О,е-22о\ ч а. \ о £ X '-j X зй- 2 /о @ 4ф/8;Р=1563 Ш36 Л) 4Ф18;е*15Г7 /490 /4
Поперечное сечение к-в ^70-9— К-10 =гР<3 . Средняя секция котка (армирование сварными каркасами и сетками) Продольный вид К-9 2&18 -\-142 2018/7 08 к-в , 010__ ииаг-20 012 шаг-20 шаг-20 К-9 250 -&63 /4 0iO С-2 '=/5/7 2 к-10 Стыковые стержни Ф 18 Стыковые стерт 2^18 432 1068 ~~ Х~шаг -20 ----ЮЬв— Стыковые ель Опора 2 Стыковые стержни 018\ § 3 Защитный слои Зсм 282/-^ 2018 С-2 <”г ___IAI^zJL Рис. 34. Рабочий чертеж лотка моста-водовода. Опора 1 Стыковые стержни < в I ! I Г _ . Стыковые «= стержни_01в Стыковые “пржни918 д к-О Кв ! Стыковые стержни® 18 Стыковые*./ сто/ '‘"^71в_ <S& Деталь стыка К-в.К'З.КЮ на опоре 2 с-2 Стыковые стержни 98 018\ &18\ 018 0 в
Олара и Фундамент (армирование отдельными стержнями) Лоток Зашитой слой ЗснСрдЗ Шаг-20 ЕЫ /32 е>1 '''Защитный слой Зсм . 1 Сечение х-х /^е^45б 275 ~7бй Шд)/2;О2^ »- Ш00 /40------- 30 ___^подготовка из бетона марки 50-10см 30 97 (Н)и<$1ч,О510 _$)б0б,Кз94 ^4012,1-409 —=49 бф/2; 3=431 39/ Рис. 33. Рабочий чертеж моста-водовода. По I-r Сечение %-х/ '-зо— '^°^Сечение_ &-— —₽1 Защитный слой ЗсУи~~' XII п~ \3ащитный слой Зсм ХПТ^)/иаг-2Ь Течение Za-xg ($ 'Здидитньт словчуг —~45Чг1 \@) 2014 (?223 99-Ж Опора и фундамент (армирование сёарныма каркасами а сеткамид_ XUa?_-20 X К-ЗМшт/ь ^JT Й"5— КЗ (Чист) \ К-6 ^Зрн Т к-з Мд ж 0SU и OPJ СечениеХУ-Л' *о|, fro &6ЛЛ5 (Устанаблиба- ется на месте) С-1.(/шт.) 012;(гЗМ -30- *0,00 к-1 01ЧЛ-1Ф я в 1Ы;ФЬ а-о.->! <012^399 .1 \ .2512.0^9 010:1-57; Шаг-/О 'N Й 1^ Устанавливается на месте XSr ХРг— Защитный слои 4 см \ п I I \012;Ы134 ' Шаг-12 'Подготовка из бетона марки 50 010, Ы50;Шаг10 ШТГШЯ ;L=M шаг-ю — 20 20 0143=290 I -20\20 \% 149=294 к-1 Защитныи слойЗсМ ^Защитный слойЗсм Ша&?1 Сечение ХП-XVI 010:1=57/Устанавливается на - —л~--------- месте; Х 0 /4,t=J54 Устанаб-- лиоается на месте ^01Ч;Ы565 06Д=26 к-6 К-7 чстанавли-. бается на месте ...... СечениеХШ-Ш— <z>10;P565" 4-44 аб-Зб 30 15 Я 23 УК!? V5 150 23 15 15 51--^<5^ □ 012;L=394 „ „ / тп Устанавливается 014 ;L=170 на месте 010; Ы54 К-1(2шт.) 014Д-394 012; 0-394 01OU-54 к-2 (2шт.) 014Д=394 .1 I Т
_ J- х 70-^ 15 ------70 s Защитный слой Зел. Лоток Сечение б пролете | Сечение на опоре... • * i- ______-------- 275 50 Ю. £--298 —--------f-282~ —г---------1й2 — .Защитный слой Зсм 63 63 ечение Ш-Ш 63 4070,6-290 20. ±275 275 250~ 15 J/-|- Газобаяг .трудна 6 = 20 9).2ф6,е=92 @6ф12; 6^ 391 , Защитный | слой Зсм Защитный слойЗсмй , Ср)--------11 . * 55 <£г± Пйручень перил /76 Зоцр/тнЫй слои 2 км Зп Л ~^9. Поперечная. балка /Защитный слой Зсм ___УК 2)18062; // Шаг-10 -]ПГ ^{(7) Шаг-10 0)406? е*-. /у./ '^'Зашигпнь/й слой 9 Чз <Р 15- Сечение Y F Газовые трубки 3„ -10 \сечение Yf-il СечененшТХ-Н 406, £-43 —pl Заполнение перил р723аиштный слой 2 см р) Шаг 10 ~^1\Г (6)206.6 179 Защитный слой 2см Стоила перил 778 1— 1 И' ши- 1 I [©] '•'Газоба я трубка , 6^0 /5- 35 — --------------------- J'6S.-----/52. Стальные планки 300*60 х 8 178 Заполняется раствор ом сос-. та ба / 2(цемент песок/ ./ Газобые трубки d0 = 10 болты d-1Q. £ = 210 Шайбы 60*60x4 Ю~\ Шайбы 60 х 60x5 болты 3=10.6=150 Шайбы 60x00x6 .-болты с7 = 16 [D Примечания; 1. Все размеры б см, размеры стальные деталей, и диаметры арматуры б мм 2. Принято/ материалы--бетон марки 200, стальные детали и арматура из стали марки Ст. 3. j 1023—) Ю 23——-| 10 ^~74~) 10 -р!0 I
Принимаем: у наружной поверхности стенки лотка по всей ее высоте 5 0 10 с Fa =3,93 см2, что больше 3,16 + 0,65 = 3,81 см2-, у внутренней поверхности стенки лотка возле опоры 1 — 5 0 10 с Га =3,93 сл!2>3, 16 см2-, возле опоры 2—5 О 10 + 5 0 12 с Га =3,93 + 5,65 = 9,58 см2, что больше 3,16 + 5,33 = 8,49 см2. Площадь сечения арматуры в днище остается такой же, как при армировании вязаными сетками. Расчет поперечной арматуры в ребре фундамента, необхо- димой для воспринятая возникающих в нем главных растягива- ющих напряжений, произведен для участка с наибольшим огл = 12,95 кг!см2, для которого <зГл. х = 12,95—2,91 = 10,04 кг!см2. При п = 4, о,х =10 см, 60 = 50 см, К =1,7 ®ГЛ. X ' 6^ От • П 10,04-1,7-10-50 2850-4 0,75с и2, что удовлетворяется стержнями 0 10 с =0,785 см2.
ГЛАВА II ПОДЗЕМНЫЕ РЕЗЕРВУАРЫ § 1. КЛАССИФИКАЦИЯ РЕЗЕРВУАРОВ И ИХ НАЗНАЧЕНИЕ В зависимости от расположения относительно поверхности земли резервуары бывают подземные (заглубленные) и полу- подземные (полузаглубленные), наземные и надземные. Железобетон является наиболее подходящим материалом для подземных и полуподземных резервуаров, широко применя- ющихся в различных отраслях нашего народного хозяйства. Подземные резервуары располагаются полностью в земле н притом так, что после засыпки их сверху необходимым слоем грунта поверхность земли имеет свой прежний вид. О наличии же в земле резервуара свидетельствуют только имеющиеся у по- верхности земли люки для проникновения в резервуар и камеру управления, а также возвышающиеся над поверхностью земли вентиляционные трубы. Подземные резервуары в зависимости от их формы, сопря- жения покрытия со стенками и размером могут иметь различ- ное конструктивное решение. , Покрытия подземных резервуаров могут илй монолитно со- прягаться со стенками, или свободно опираться на них. Резервуары, в которых покрытия монолитно сопрягаются со стенками, называются закрытыми. При свободном опирании покрытия могут иметь место сле- дующие обстоятельства: а) сила трения между покрытием и стенкой 1 T=fN, (53) где f—коэффициент трения бетона по бетону равный 0,7; N—давление, передающееся от покрытия стенке; меньше опорного давления стенки вверху, подсчитанного в предположении, что стенка вверху опирается свободно, а внизу полностью защемлена; 95
б) сила трения между покрытием и стенкой больше указан- ного выше давления стенки вверху; в) между покрытием и стенкой имеется шарнирная связь. При наличии обстоятельства, указанного в пункте «а», равно как и в случае наполнения незасыпанного резервуара водой для его опробования, когда покрытия еще нет, резервуар можно рас- сматривать как открытый. Если имеет место обстоятельство, указанное в пункте «б?>, сопряжение покрытия со стенкой можно принимать шарнирным. Полуподземные резервуары располагаются частично в котло- ване, а частично в насыпи, которая получается вследствие того, что резервуар со всех сторон и сверху засыпается необходимым слоем грунта. Обычно полуподземные резервуары располагают- ся так, что весь грунт, вынутый из котлована, в дальнейшем употребляется на засыпку пустот между стенками резервуара и откосами котлована, а также на обсыпку резервуара по бокам и сверху. Для больших круглых железобетонных резервуаров это бу- дет иметь место при заглублении стенки резервуара на 0,75— 0,80 Н, а для прямоугольных резервуаров — на 0,60—0,65 И, где И — высота стенки резервуара от подошвы опорной подушки до опорного кольца покрытия. Такое расположение полуподземные резервуаров является целесообразным при отсутствии ограни- чений, накладываемых условиями эксплуатации системы (напор создается насосами) или при благоприятных грунтах. К устрой- ству полуподземных резервуаров без соблюдения изложенного выше приходится прибегать также при высоком уровне грунто- вых вод. Подземные и полуподземные резервуары применяются для хранения различных жидкостей, поэтому они должны быть не- проницаемыми. Непроницаемость может быть достигнута обеспе- чением элементов резервуаров от образования в них трещин по- вышением плотности бетона, а также применением защитных покрытий, предохраняющих как от просачивания жидкости че- рез тело бетона, так и от вредного химического взаимодействия хранимой в резервуаре жидкости с бетоном. , В качестве защитных покрытий применяются: а) торкретная штукатурка в 2—3 слоя общей толщиной 2,0— 2,5 см состава 1:2 (расширяющийся цемент : песок); б) цементная штукатурка состава 1:2 (цемент: песок) тол- щиной 2 см с добавлением церезитового или церолитового моло- ка (1 : 10), с добавлением жидкого стекла; при этом поверхность штукатурки железнится; в) покрытие поверхностей бетона жидким стеклом, флюатами и другими составами; г) тиоколовая изоляция, которая наносится в несколько слоев в виде грунтовки с наклейкой хлопчатобумажной ткани,
Рис. 35. Схемы подземных ре- зервуаров в плане: а—прямоугольного; б—квад- ратного; в, г, д—многоуголь- ных; е—круглого. с последующим покрытием ткани несколькими слоями тиоколо- вого состава; общая толщина тиоколовой изоляции около 0,8 см; д) облицовка внутренних поверхностей плитками из керами- ки, стекла или естественного камня с заливкой швов материа- лом, стойким и в то же время безвредным для хранимой жид- кости; е) внутренняя стальная рубашка. Выбор вида защитного покрытия находится в зависимости от хранимой в резервуаре жидкости. Хорошие результаты по обеспечению непроницаемости получаются при насыщении по- верхностного слоя бетона рас- творенными в бензоле или бен- зине битумами. Впитываясь в ' толщу бетона, растворитель че- рез некоторое время испаряет- ся, а битум остается, закупори- вая поры бетона. Но этот спо- соб не пригоден для предохра- нения бетона от проникания го- • рючих жидкостей, так как они обладают свойством раство- рять би!ум. Непроницаемость бетона не- . 2 сколько повышается при добав- лении к нему в процессе изго- товления церезитового или це- ролитового молока, а также жидкого стекла. Повышение плотности бето- на путем тщательной укладки его в тело конструкции и путем введения в него различных доба- вок, а также применение защитных покрытий не могут полностью предохранить сооружение от вредного влияния усадки бетона, температурных колебаний и других причин, вызывающих обра- зование трещин, которые вначале незаметны, а затем, с течением времени, расширяются, нарушают защитное покрытие и могут вывести сооружения из строя. Элементы резервуаров обеспечиваются от образования в них трещин тем, что размеры их сечений принимаются с учетом работы бетона на растяжение. Это приводит к увеличению раз- меров их поперечных сечений, вследствие чего вредное влияние усадки бетона и колебаний температуры становится еще более ощутимым и расход бетона увеличивается. Кроме того, железобетонные резервуары обеспечиваются от образования в них трещин: 7—200 97
а) выбором правильной конструкции и устройством надеж- ого основания; б) применением предварительного напряжения конструкции; в) бетонированием резервуаров без перерывов. По форме в плане подземные и полуподземные резервуары азделяются на прямоугольные (рис. 35, а), квадратные рис. 35,6), многоугольные (рис. 35, в, г, д), круглые (рис. 35, о). ’езервуары кругового очертания в плане называются также ци- индрическими. Форма резервуаров в плане и конструкция при- имаются в зависимости от их емкости, местных условий и ме- одов производства работ. В дальнейшем будут рассматриваться резервуары для воды. Для возведения резервуаров применяются такие же материа- лы, как и для сооружений, рассмотренных в гл. I. § 2. ОБЩИЕ УКАЗАНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ ПОДЗЕМНЫХ РЕЗЕРВУАРОВ Непременным условием для нормальной эксплуатации систе- мы, в которую входит сооружаемая емкость, является или ттройство одного резервуара, разделенного на две равные по- ювины, или устройство двух одинаковых по емкости резервуа* )ов, дающих в сумме необходимую емкость, так как при этом ложно осматривать, чистить, ремонтировать резервуары и их )борудование, не нарушая нормальной работы всей системы. Каждый резервуар состоит из днища, стенок и покрытия, (роме того, для предотвращения застаивания жидкости, если )то требуется, в больших резервуарах устраиваются тонкие цир- куляционные стенки с проемами, образующие продолговатые коридоры. Наиболее экономичной формой подземных резервуаров в за- зисимости от их емкости в м3 является: Цилиндрическая и прямоугольная при емкости , , 59— 100 Цилиндрическая с купольным покрытием при емкости . 200—10(Ю Цилиндрическая с безбалочным покрытием при емкости . ЮОО—5000 Прямоугольная с безбалочным покрытием при емкости . Больше 5000 Конечно, от приведенных рекомендаций возможны и некото- рые отклонения. Так, типовые железобетонные полуподземные резервуары емкостью от 50 до 2000 м3, проекты которых разра- ботаны Государственным институтом по проектированию спе- циальных сооружений (Гипроспецнефть), имеют цилиндриче- скую форму‘с безбалочным днищем и покрытием. Когда форма резервуара принята, назначаются основные раз- меры исходя из его емкости и следующих соображений: а) высота слоя жидкости в резервуаре принимается 3,50— 5,50 м; 98
б) самая низкая точка покрытия должна возвышаться над расчетным горизонтом жидкости в резервуаре не менее чем на 0,25 м; в) размеры резервуара в плане принимаются не более 40 м, что соответствует расстоянию между температурно-усадочными швами согласно указаниям СНиП-62, гл. II-16.1. Применение более высоких резервуаров нежелательно как ко конструктивным соображениям, так и по гидравлическим ус- ловиям. Высота резервуара обычно принимается наиболее эко- номичная, дающдя наименьший расход материалов на его соо- ружение и получаемая путем сравнительного расчета резервуа-* ра в нескольких вариантах. Увеличение размеров резервуаров в плане против указанного может быть допущено только при соответствующем обосновании: и проверке конструкции расчетом. Кроме того, размеры резер- вуаров в плане иногда ограничиваются местными гидрогеологи- ческими условиями. Оборудование резервуаров трубопроводами решается инди- видуально при проектировании. В местах прохода труб через стенки резервуара для создания достаточной плотности и эластичности должны устанавливаться сальники или ребристые патрубки (рис. 36—38). Число сальни- ков или патрубков, сечение их и точное местоположение уста- навливаются монтажными чертежами. Сальники предпочтительнее ребристых патрубков благодаря (коей эластичности, но требуют наблюдения. При применении ребристых патрубков, жестко соединенных с трубами, у резер- вуара за его пределами на трубах обязательно устанавливаются компенсаторы. В местах постановки сальников или ребристых патрубков толщина стенок резервуаров принимается не менее 300 мм. Для обеспечения вентиляции воздушного пространства над жидкостью и для предохранения резервуара от образования ва- куума резервуар оборудуется вентиляционными трубами диа- метром 200 мм. На концах вентиляционных труб устанавливав ются дефлекторы из листовой стали. Верхние концы части венти- ляционных труб, служащих для удаления воздуха, располагают- ся па 1 м выше верхних концов другой части вентиляционных |руб, служащих для поступления воздуха, а верх вентиляцион- ных труб, служащих для поступления воздуха в резервуар, рас- полагается выше верхней поверхности засыпки над покрытием резервуара не менее чем на 1 м. Хорошая вентиляция резервуа- ров обспечивается при применении сводчатых купольных и без- балочных покрытий. Если по каким-либо соображениям покры- гне резервуара делается ребристым, то ребра располагаются вина. Всю систему вентиляционных труб необходимо располо- жим. так, чтобы был обеспечен обмен воздуха в любом месте.. 9£.i
Расположение вентиляционных труб в плане и по вертикали, конструкция и материал труб, а также сопряжение их с покры- тием резервуара приведены на рис. 36, 39. Рис- 36. Резервуар для воды емкостью 1000 м? (в сухих грунтах), раз- работанный институтом «Гипроспецнефть»: 1—одерновка; 2—чугунный люк; 3—дефлектор; 4—труба вентиляционная асбоцементная с?=200 мм; 5—торкретная штукатурка; 6—железобетонная плита; 7—бетон марки 50 для создания уклона; 8—смазка горячим биту- мом (2 слоя); 9—засыпка грунтом; 10—труба; И—сальники или патруб- ки (закладываются при бетонировании стенки резепвуара в местах про- пуска труб); 12—труба грязевая d —150 мм; 13—бетон марки 100 для создания уклона; 14—железобетонное днище; 15—подготовка из бетона марки 50—100 мм; /б—приямок. 100
оооо —---7---------44 ШйН //U- Рис. 37. Лестница для спуска в резервуар: /—лаз; 2—скобы 0 20 мм; 3—болты; 4— сальник; 5—труба, 6—полосовая сталь. 101
В каждом резервуаре делается два лаза, через которые осу- ществляется доступ в резервуар для монтажа и демонтажа обо- рудования, осмотра, промывки и т. д. На съемной крышке каж- дого лаза устанавливается чугунный люк (см. рис. 36). Для входа в резервуар служит специальная металлическая лестни- ца. Применение вместо лестницы металлических скоб, заделан- ных в стенку резервуара, не допу- скается. Детали чугунного люка, съемной крышки лаза, металличе- ской лестницы приведены на рис. 37, 40, 41. На выбор формы и конструкции резервуара оказывают влияние так- же характер эксплуатации террито- рии, где намечается сооружение ре- зервуара, местный климат, гидро- По I-I Рис. 39. Вентиляционная труба: /—дефлектор; 2—труба асбоцементная ^=200 мм (ГОСТ 1839-48). Рис. 38. Деталь пропуска трубы че- рез стенку резервуара: 1—зажимное кольцо сальника; 2— закладная часть: 3—резиновое уплот- няющее кольцо сечением 20X40 мм\ 4—труба; 5—железобетонная стенка; геологические данные места возведения резервуара и способ возведения его. При использовании территории под насаждения возможно сооружение как подземных, так и полуподземных резервуаров различного очертания в плане с покрытиями различной конструк- ции. При использовании же территории под склады или для устройства проездов очертание резервуаров в плане будет на- ходиться в зависимости от возможного расположения нагрузки, а конструкция его—от характера и величины самой нагрузки. В этих случаях возможно только сооружение подземных резер- вуаров с плоским покрытием. 102
Климатические условия района сооружения резервуара ока- зывают влияние на толщину слоя засыпки над резервуаром, ко- торая принимается в зависимости от требуемого эксплуатацией резервуара температурного режима и осуществляется после его испытания. Рис. 40. Деталь установки чугунного люка: 1—чугунный люк (ГОСТ 3634—47); 2—скобы 0 12 мм; 3—штыри 0 16 мм (закладываются при бетонировании крышки лаза); 4—железобетонная крышка лаза; 5— шпонки 30x60 мм (2 шт.); 6—доски 20 мм; 7—два слоя войлока, пропитанного глиной; 8—доски 50 мм; 9—термоизоляционная крышка. Согласно материалам института «Гипроспецнефть» засыпка над резервуарами для воды в мм может быть принята: Для районов со средней расчетной температурой до —10° . . . . . • • . . 500 «от —10 до —30°..........................700 ниже —30°...............................1000 При наличии на месте строительства котельного шлака и глины независимо от средних расчетных температур можно осу- ществлять засыпку над резервуарами для воды толщиной 500 мм такой структуры (сверху вниз): Растительная земля с одерновкой . • . • 150 мм Глина.............................. * 100 » Шлак....................................... 250 » Верхней поверхности засыпки придается уклон не менее 0,03 от центра резервуара к краям. Поверх засыпки делается одер- повка. Для отвода поверхностных вод от резервуара устраива- ются кюветы (рис. 42). Для стока воды, просочившейся через засыпку, поверх покры- тия укладывается слой бетона марки 50, верхней поверхности ко- торого от центра резервуара к краям придается уклон 0,005— 0,01. В зависимости от степени агрессивности окружающего 103
ПО 1 I Рис. 41. Железобетонная крышка лаза: 1—гнезда 60X60X60 мм под штыри 0 16 мм (гнез- да после установки люка заливаются цементным рас- твором). грунта поверху слоя бетона устраивается обмазочная (см. рис. 36) или оклеечная (рис. 43) гидроизоляция. '^Подземные и полуподзем- ные резервуары следует распо- лагать так, чтобы наивысший уровень грунтовых вод был ни- же подошвы фундамента. В та- ких случаях при благоприят- ных грунтах конструкция сте- нок и покрытия резервуаров может быть принята любая, а днище резервуара может быть сделано из бетона марки 100. Фундаменты под стенки резер- вуаров и колонны, поддержи- вающие покрытия, делаются самостоятельными железобе- тонными. При слабых грунтах или уровне грунтовых вод выше днища последние делаются же- лезобетонными, монолитно свя- занными со стенками резервуа- ра и колоннами, поддерживаю- щими покрытие, если таковые имеются. В этих случаях желе- зобетонное днище служит одно- временно фундаментом для стенок резервуара и колонн, поддерживающих покрытие. Наиболее рациональными подземными или полуподземными ре- зервуарами при слабых грунтах или высоком уровне грунтовых вод являются цилиндрические с плоскими безбалочными (см. рис. 36) или купольными (см. рис. 53) днищем и покрытием. Для обеспечения полного опорожнения резервуара верхней поверхности его днища придается уклон не менее 0,005 по направлению к приямку. При набивном бетонном днище этот уклон создается измене- нием его толщины; наименьшая толщина набивного бетонного днища 150—200 мм. При железобетонном днище уклон верхней поверхности его осуществляется путем укладки поверх железобетона слоя бе- тона марки 100. Под днищем резервуара делается подготовка из бетона мар- ки 50 толщиной не менее 100 мм. Наружные поверхности стенок резервуаров покрываются об- мазочной или оклеечной гидроизоляцией в зависимости от агрес- 104
сивности окружающей среды. Такая же изоляция укладывается между днищем резервуара и подготовкой под ним. При этом стыки оклеенной гидроизоляции делаются так, чтобы была обе- спечена полная их непроницаемость [67]. Поверхность, на которую наносится оклеенная гидроизоля- ция, тщательно выравнивается слоем цементного раствора или асфальта. Такой же предохранительный слой укладывается и поверх оклеенной гидроизоляции между днищем и подготовкой Рис. 42, Резервуар с железобетонным поддоном для макропористых лессо- видных просадочных грунтов: / -крупный песок; 2—кювет, облицованный асфальтом, для отвода поверх- ностных вод; 3—одерновка, обсыпка тщательно промоченным (на стороне) лессовидным грунтом с уплотнением; 4—чугунный люк; 5—контрольный коло- лец поддона (расположение колодца устанавливается по месту); 6—ходо- вые скобы; 7—металлическая решетка; 8— труба d=100 мм в кожухе, дли- на кожуха > 10000 мм; 9—торкретная штукатурка 25 мм; 10—бетон марки 100 для создания уклона в сторону приямка; 11—железобетонное днище |нчсрвуара; 12—асфальт 30 мм; 13— дренажный слой из гравия 5—20 мм |<)лщиной от 150 до 300 мм; 14—оклеенная гидроизоляция ' из трех слоев гндроизола на битуме № 3; 15—железобетонная плита поддона с уклоном в сторону контрольного колодца (внутренние поверхности затираются цемент- ным раствором); 16—подготовка из бетона марки 50 с уклоном в сторону контрольного колодца 80 мм; 17—взрыхленный на глубину 150—200 мм и плотно утрамбованный грунт с уклоном в сторону контрольного колодца; 18 труба вентиляционная асбоцементная с?=200 мм; 19—приямок; 20—тру- ба грязевая в кожухе, длина кожуха > 10 000 мм. 109
для предохранения изоляции от повреждения при осуществле- нии последующих работ. Для предохранения от повреждений Рис. 43. Конструкция покрытия, стенки и днища резервуара с дренажной галереей для макропористых просадочных грун- тов: 1—засыпка грунтом; 2—мятая жирная глина 300 ял; 3—дре- нирующий слой щебня 120 мм-, 4—асфальт; 5—два слоя гидроизола на клебемассе; 6—цементный раствор состава 1 : 2 20 мл; 7—бетон марки 50 для создания уклона; 8—железо- бетонная плита; 9—торкретная штукатурка (2 слоя по 8 мм); 10—дренирующий слой щебня 250 мм; 11—смазка горячей клебемассой за 2 раза; 12—железобетонная стенка; 13—желе- зобетонная плита; 14—отверстия для стока воды d=50 мм через 1000 мм; 15—бетон марки 100 для создания уклона; 16—железобетонное днище; 17—один слой гидроизола на клебемассе; 18—три слоя гидроизола на клебемассе; 19—же- лезобетонная плита поддона 100 мм; 20—подготовка из бето- на марки 50—150 мм; 21—бетон марки 50; 22—холодная би- тумная мастика; 23—отверстия для стока воды 50X100 мм через 500 мм; 24—лоток; 25—битумная мастика; 26—компен- сатор из оцинкованной стали <5=1—2 мм. оклеенной гидроизоляции наружных поверхностей стенок резер- вуаров устраиваются защитные стенки толщиной в V2 кирпича. В качестве изоляции вокруг всего резервуара можно уклады- вать слой тщательно уплотненной мятой жирной глины толщи- ной не менее 250 мм. 106
Сооружение резервуаров в условиях макропористых грунтов имеет ряд существенных особенностей. В практике строительства различаются два основных случая возведения резервуаров в макропористых грунтах, обладающих просадочными свойствами [69]: 1) резервуары возводятся вдали от ответственных капиталь- ных сооружений, когда может быть произведено уплотнение грунта посредством искусственного замачивания; 2) резервуары возводятся вблизи существующих или строя- щихся капитальных сооружений, которые не допускают воз- можности замачивания грунта ни от искусственного затопления, ни от случайно просочившейся из резервуара жидкости. Рис. 44. Асфальтовый поддон: 1—крупный песок; 2—торкретная штукатурка 25 мм; ,3—бетон марки 100 цля создания уклона в сторону приямка; 4—железобетонное днище резер- вуара; 5—асфальт 25 мм-, б—дренажный слой из гравия 5—20 мм тол- щиной от 150 до 300 мм; 7—асфальт с уклоном в сторону контрольного колодца 25 мм; 8—щебень, пропитанный битумом, 100 мм; 9—взрыхлен- ный на глубину 150—200 мм и плотно утрамбованный грунт с уклоном в сторону контрольного колодца; 10—поверхность приямка покрывается масляной краской на натуральной олифе; 11—сварные швы hm =4 мм; 12—труба грязевая в кожухе, длина кожуха >10000 мм; 13—бетон мар- ки 50; 14—асфальт; 15—листовая сталь <5=4 мм; 16—асфальт 50 мм; 17—подготовка из бетона марки 50 толщиной 100 мм; 18—кладка из по- стелистого бута марки 200 на растворе марки 25. В первом случае предусматривается специальное уплотне- ние грунта в основании под резервуаром. При макропористых грунтах I категории просадочности тол- щи согласно СНиП, гл. П-Б. 6 грунты уплотняются путем взрых- ления его на глубину 200—250 мм с промачиванием и последую- щей укаткой до пористости не более 40% для пылеватых и 32% для песчаных суглинков. Пространство между откосами котлована и стенками резер- вуара заполняют, а затем обсыпают резервуар тем же грунтом 107
самотеком выводится в безопасное для окружающих сооружений* место (рис. 44, 45, 46). Можно вокруг резервуара устраивать до- ступную для осмотра дренажную галерею (см. рис. 43) или контрольную камеру под ним (рис. 47). При возведении резер- вуаров в макропористых грунтах I категории просадочности толщи рекомендуются асфальтовые поддоны (рис. 44); при воз- ведении резервуаров в макропористых грунтах II и III категории просадочности толщи — железобетонные (рис. 45). Во втором случае применяются резервуары, предусматривае- мые для сухих грунтов, но с измененными приямками, которые делаются из стали, для предотвращения просачивания жидкости, через них. Способ возведения железобетонных резервуаров оказывает существенное влияние на их форму и конструкцию. Сооружение' предварительно напряженных железобетонных резервуаров наи- более просто осуществляется при их цилиндрической форме. § 3. НАГРУЗКИ И ВОЗДЕЙСТВИЯ НА РЕЗЕРВУАРЫ Подземные резервуары рассчитываются на основные, допол- нительные, особые нагрузки и воздействия (рис. 48), а также на различные их сочетания. Рис. 48. Схемы загруженмя элементов резервуаров: а—с плоским покрытием и вертикальными стенками; б—с криволиней- ными покрытием и стенками.
Основные нагрузки и воздействия К основным нагрузкам и воздействиям, то есть к постоян- но действующим на сооружение или возникающим при его нор- мальной эксплуатации, относятся следующие: собственный вес всех элементов резервуара — покры- тия (gn), стенок (Gст ), колонн (GK ), если они имеются, днища gp. , если таковое служит фундаментом, фундаментов под стенами и колоннами (Оф ). Определяется он по размерам эле- ментов, которые предварительно принимаются на основании со- поставления проектируемого резервуара с аналогичными, уже запроектированными, или согласно приведенным указаниям, или из чертежей проекта. При подсчете собственного веса учитывается также вес шту- катурки, затирки, изоляции и т. д. Объемные веса всех материа- лов принимаются согласно СНиП; вес засыпки (£з ), находящейся на покрытии, который подсчитывается в зависимости от принятого вида засыпки, тол- щин ее составляющих и их объемных весов; нормативная временная вертикальная на- грузка (р) на засыпке над покрытием, равномерно распреде- ленная по ее поверхности интенсивностью не менее 1 т/м2. В зависимости от местоположения подземных резервуаров,, когда возможно по поверхности засыпки автомобильное движе- ние, нормативная временная вертикальная нагрузка принимает- ся согласно СНиП, гл. П-Д. 8 и Н 106-53 с соблюдением тре- бований ПиУ; снеговая нагрузка (рс)на засыпке над покрытием, принимаемая согласно указаниям СНиП, гл. П-Б. 1, § 4, пп. 7, 8 и ТУ- в зависимости от района строительства; давление грунта — вертикальное и горизонтальное (7гр . 7р • 7г. в ) — с учетом нагрузок на его поверхности, грун- товой воды и т. д. Определяется оно согласно указаниям, при- веденным в главах I, III, IV; гидростатическое давление жидкости (ра , qB) находящейся в резервуаре, определяемое по законам гидроста- тики, при объемном весе ее у в кг/м3 (см. главу I); противодавление воды (рГ. в ), действующее на дни- ще резервуара или на подошвы фундаментов при сооружении резервуара в грунтах, насыщенных водой. Противодавление во- ды (см. гл. I), действующее на днище резервуара или на подо- швы его фундаментов, учитывается при проверке устойчивости резервуара и при расчете тех его элементов, для которых оно дает более невыгодные результаты. При определении давления на грунт под днищем резервуара, если оно служит фундаментом, или под подошвами фундаментов противодавление воды не учи- тывается.
Дополнительные нагрузки и воздействия К дополнительным нагрузкам и воздействиям относятся: температурные воздействия, если они имеют ме- сто, а также усадочные; силы, действующие во время постройки, испы- таний и ремонта резервуаров. Обусловливаются они нагрузкой и обстоятельствами, которые в этих случаях имеют место. Учитываются они согласно специальным указаниям; влияние осадки опор, учитываемое в каждом отдель- ном случае в зависимости от системы и конструктивных особен- ностей резервуара, а также вида основания. Особые нагрузки и воздействия Особые нагрузки и воздействия имеют аварийный характер и возникают в исключительных случаях. К ним относятся: сейсмические воздействия,учитываемые при возве- дении резервуаров в сейсмических районах согласно СН 8-57; воздействия, обусловленные влиянием гор- ных выработок. Учитываются они согласно специальным указаниям. Сочетания нагрузок и воздействий при расчете резервуаров принимаются согласно изложенному в гл. I. § 4, РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ РЕЗЕРВУАРОВ Общие указания Расчет подземных резервуаров производится для следующих характерных случаев их работы: 1) резервуар наполнен жидкостью до расчетного горизонта, засыпка на покрытии и вокруг стенок резервуара отсутствует (такой случай имеет место при испытании резервуара после ого сооружения); 2) жидкость в резервуаре отсутствует, засыпка на покрытии и вокруг стенок резервуара имеется (случай при эксплуатации резервуара); 3) резервуар наполнен жидкостью до расчетного горизонта, засыпка на покрытии и вокруг стенок резервуара имеется (слу- чай при эксплуатации резервуара). Остальные нагрузки и воздействия принимаются в таких воз- можных сочетаниях, которые являются наиболее невыгодными как для резервуара в целом, так и для каждого его элемента. Определение усилий (изгибающих моментов, поперечных и продольных сил), возникающих в сечениях элементов резервуа- 112
ров, производится как в упругих системах методами теории соо- ружений. Расчет элементов резервуаров обычно производится по расчетным предельным состояниям: а) по первому предельному состоянию, определяемому несу- щей способностью (прочностью, устойчивостью),—по расчет- ным нагрузкам; б) по второму предельному состоянию, определяемому раз- витием чрезмерных деформаций, — по нормативным нагрузкам; в) по третьему предельному состоянию, определяемому обра- зованием или раскрытием трещин, — по нормативным нагрузкам. По первому предельному состоянию производится расчет всех )лементов резервуаров согласно СНиП-62, гл. 11-16.1. По второму предельному состоянию в большинстве случаев расчет не производится, так как получаемые в результате ра- счета по первому и третьему предельным состояниям размеры поперечных сечений элементов резервуаров обеспечивают удо- влетворительные результаты при расчете их по второму предель- ному состоянию. По третьему предельному состоянию расчет производится со- гласно СНиП-62, гл. П-16.1, при этом: а) в элементах, не соприкасающихся с жидкостью (покры- тия в некоторых случаях), допускается образование трещим ши- риной не более 0,2 мм; б) в элементах, соприкасающихся с жидкостью и работаю- щих на осевое или внецентренное растяжение, при наличии рас- тяжения по всему сечению (стенки некоторых резервуаров при работе их в горизонтальной плоскости) образование трещин со- вершенно не допускается; в) в элементах, соприкасающихся с жидкостью и работаю- щих на простой или сложный “'изгиб, при наличии по сечению напряжений растяжения и сжатия (покрытия в некоторых слу- чаях, стенки, колонны, днища, фундаменты) допускается обра- зование трещин шириной не более 0,05 мм (по аналогии с тре- бованиями правил . речного регистра). В последнем случае по данным проф. Г. Д. Цискрели [72] можно допускать образование трещин шириной не«более 0,02 мм. Нормативные нагрузки при расчете подземных резервуаров определяются по проектным данным. Расчетные нагрузки получаются путем умножения норматив- ных нагрузок на коэффициенты перегрузки, значения которых принимаются по СНиП, гл. П-Б. 1, § 4. Если, в связи с местоположением подземного резервуара, по поверхности засыпки возможно автомобильное движение, то тогда расчет элементов резервуара производится с соблюдением требований ПиУ (по методу допускаемых напряжений). По капитальности железобетонные подземные резервуары относятся к сооружениям I и II степени долговечности. 8—200 ' 113
Прямоугольные резервуары Прямоугольные резервуары малых емкостей представляют собой замкнутые коробки без внутренних опор с размерами сто- рон не более 5—6 .м и с соотношением между ними не более 2. Грани их работают на изгиб как плиты, опертые по четырем или трем сторонам, а также на растяжение или сжатие. Расчет их производится по таблицам [56], [59], [60], армирование применя- ется двойное. Рис. 49. Прямоугольный резервуар с плоскими стен- ками и безбалочными покрытием и днищем. На рис. 49 представлен закрытый прямоугольный резервуар из монолитного железобетона, разделенный внутренней попереч- ной стенкой на две одинаковые части. Покрытие и днище резервуара — плоские безбалочные. Ра- ботают они на изгиб от нагрузки, действующей непосредственно на них; продольной же силой растяжения или сжатия, обуслов- 114
ленной соответственно давлением жидкости или грунта на стен- ки резервуара, вследствие ее незначительности, пренебрегают. Расчет и конструирование их производится по инструкции цнипс. Колонны располагаются внутри резервуара в обоих направ- лениях на расстояниях от стенбк и между собой около 4 м. Они работают на центральное сжатие силой, обусловленной соб- ственным весом колонны и нагрузкой, передаваемой от покры- тия. Сопряжение колонн с покрытием и днищем в рассматривае- мом резервуаре осуществлено наиболее просто — при помощи капителей типа I. В зависимости от величины нагрузки на по- крытие и пролетов покрытия и днища сопряжения колонн с ни-< ми может быть осуществлено при помощи капителей типа II или III; при этрм толщина плиты покрытия и днища уменьшается. Толщина плиты покрытия и днища, размеры поперечного се- чения колонн, очертание и размеры капителей должны удовле- творять требованиям инструкции ЦНИПС [56]. Стенки резервуара работают в вертикальной плоскости на изгиб и сжатие. Изгибающие моменты и поперечные силы опре- деляются в стенке как в однопролетной плите, упруго защем- ленной в покрытии и днище и нагруженной давлением воды или грунта (см. рис. 48, а). Изгибающие моменты в опорных сече- ниях стенки принимаются соответственно равными изгибающим моментам в сечениях плиты покрытия и днища на крайних опо- рах, подсчитанным по инструкции ЦНИПС. Поперечные силы в опорных сечениях стенки и наибольший изгибающий момент в пролетном сечении определяются по общепринятым правилам теории сооружений. Продольная сила сжатия в стенке принимается равной сум- ме нагрузки, передаваемой от покрытия, и собственного веса ча- сти стенки, расположенной выше рассматриваемого сечения. Рабочая арматура в стенках двойная; располагается она вер- тикально. Распределительная арматура укладывается горизон- тально. Если по каким-либо обстоятельствам наличие колонн внутри резервуара при больших размерах его в плане нежелательно, а гидрогеологические условия места строительства позволяют, за- крытый прямоугольный резервуар может быть решен, как пока- чано на рис. 50. Покрытие резервуара сводчатое, монолитно соединенное с фундаментами. По торцам резервуара имеются стенки, монолитно соединенные с покрытием и поддерживаю- щими их фундаментами. По середине резервуара имеется попе- речная стенка, верх которой находится выше расчетного гори- юпта жидкости в резервуаре и в средней части не доходит до сводчатого покрытия. Средняя поперечная стенка разделяет ре- юрвуар на две равные части. Вверху ее устроен мостик, заде- и* 115
Рис. 50. Прямоугольный резервуар со сводчатым покрытием, плоскими торцовыми стенками и бетонным набивным днищем: /—бетонное днище; 2—торкретная штукатурка; 3—холодная битумная мастика. ) 1
ланпый своими концами в сводчатое покрытие. Конструкция ре- и-рвуара предо!авляс! coooii сложную и рос rpaiic i венную систе- му, подвергающуюся действию различных сочетаний весьма раз- нообразных нагрузок. В настоящее время еще нет практически приемлемых методов расчета таких систем на действующие на них нагрузки, поэтому в дальнейшем излагаются указания по приближенному расчету отдельных элементов таких резервуа- ров. Сводчатое покрытие и его фундаменты рассчитываются по методам теории сооружений на действующие на них нагрузки. Торцовые стенки работают на изгиб в вертикальной плос- кости как однопролетные плиты, защемленные вверху в сводча- тое покрытие и внизу в фундаменты. Фундаменты торцовых сте- нок работают на изгиб в горизонтальной плоскости как однопро- летные балки, защемленные в фундаментах сводчатого покры- тия, нагруженные передающимся им от торцовых стенок давле- нием жидкости или давлением грунта; кроме того, фундаменты работают на кручение. Свесы фундаментов работают на изгиб в вертикальной плоскости как консольные плиты, защемленные в торцовых стенках и нагруженные реактивным давлением грун- та, обусловленным собственным весом торцовых стенок. Средняя поперечная стенка работает на изгиб в вертикаль- ной плоскости на одностороннее, попеременно действующее по закону треугольника давление жидкости как однопролетная пли- та, защемленная вверху в мостик, а внизу — в фундамент. Верхний мостик и фундамент средней поперечной стенки ра- ботают на изгиб в горизонтальной плоскости как однопролет- ные балки, защемленные на опорах и нагруженные передаю- щимся им от/ стенки давлением жидкости, и на кручение. Опорой для верхнего мостика служит сводчатое покрытие, а для фунда- мента средней поперечной стенки — фундаменты сводчатого по- крытия. Свесы мостика и фундамента средней поперечной стен- ки работают на изгиб в вертикальной плоскости как консольные плиты, защемленные в стенке. Нагрузкой для свесов мостика яв- ляется их собственный вес и временная нагрузка, располагаемая па них; для свесов фундамента — реактивное давление грунта, обусловленное собственным весом стенки и мостика, а также временной нагрузкой на мостике. Изгибающие моменты Лф возникающие в местах защемления мостика в сводчатое покрытие, распределяются между частя- ми последнего по одну и другую сторону мостика так, что на каждую часть сводчатого покрытия действует изгибающий мо- мент 0,5 М. Поперечные силы Q, возникающие в этих же ме- стах, вызывают появление по образующей сводчатого покрытия продольных усилий 0,5 Q, причем для одной части сводчатого покрытия по длине его они являются усилиями сжатия, а для 117
другой — усилиями растяжения. Аналогично действуют на фун- даменты сводчатого покрытия изгибающие моменты и попереч- ные силы, возникающие в местах защемления в них фундамента средней стенки. Необходимо еще проверить устойчивость резервуара против всплывания, когда он наполнен жидкостью, а засыпка вокруг него отсутствует. Всплывание резервуара может произойти при набивном днище вследствие действия вертикальной составляю- щей гидростатического давления находящейся в нем жидкости. Расчет и конструирование прямоугольных резервуаров с пло- ским покрытием, приравненных к открытым, отличаются от опи- санных ранее закрытых резервуаров следующим: а) все элементы покрытия принимаются свободно опирающи- мися на стенки; б) считается, что в элементах стенок в местах примыкания их к покрытию опоры отсутствуют. Мосводоканалпроект [7] разработал проект подземного ре- зервуара для чистой воды размером в плане 80,13x80,13 м со сборным покрытием, опирающимся на сборные колонны. По- крытие состоит из коробчатых плит размером 349X349X12 сн, окаймленных по периметру ребрами сечением 15x35 см. Колон- ны сечением 25X25 см имеют капители сечением 42X42 см, слу- жащие опорами для коробчатых плит. Внизу колонны заделы- ваются в подколенники стаканного типа. Емкость резервуара подобной конструкции — 30000 м3. В г. Оквуде (Англия) построен прямоугольный резервуар для воды емкостью 22750 м3, днище, стенки, колонны, безбалоч- ное покрытие которого выполнены из сборных железобетонных элементов общим объемом 3400 ж3. Только для устройства под- готовки под днище был применен монолитный бетон в объеме 500 ж3. Стенки собирались из панелей длиной 8,25 ж, высотой 5,2 ж; толщиной у основания 46 и у покрытия 27 см. Сборное безбалочное покрытие опирается на 528 колонн сечением 25X Х25 см, высотой 4,6 м, расположенных с шагом 3 м [74]. Многоугольные резервуары В многоугольных резервуарах вследствие круговой симмет- рии не происходит поворотов углов сопряжения вертикальных граней, поэтому все вертикальные грани в местах их сопряже- ния друг с другом будут жестко защемлены одна в другой. В проектировании многоугольных резервуаров с плоскими по- крытием и днищем по сравнению с аналогичными прямоугольны- ми имеются некоторые отличия. В резервуарах, внутри которых колонны, поддерживающие покрытие, не устраиваются, покрытие и днище рассчитываются как плиты кругового очертания диаметром, равным диаметру 118
круга, вписанного в многоугольник, с учетом в случае необходи- мости возникающих в них от действия нагрузки на стенки про- дольных сил растяжения или сжатия в зависимости от случая работы резервуара. При наличии внутри резервуара колонн расчет поддерживае- мого ими покрытия, а также днища производится в завистимо- сти от принятой конструкции их. Грани стенки рассчитываются как плиты, работающие в од- ном или двух направлениях, в зависимости от соотношения их размеров; при этом учитывается изложенное ранее относительно сопряжения граней стенки резервуара между собой. В гранях стенки резервуара, когда они работают в горизон- тальном направлении или в двух направлениях, возникают еще действующие в горизонтальном направлении продольные силы растяжения ил» сжатия, определяемые по формуле Л/’=<7гор-г, (54) где 7гор —составляющая действующей на стенку нагрузки — давления жидкости или давления грунта, — которая заставляет работать грань стенки на изгиб в гори- зонтальном направлении; г—радиус круга, вписанного в многоугольное очертание резервуара. Кроме того, в гранях стенки резервуара в вертикальном на- правлении возникают продольные усилия сжатия, обусловленные собственным весом граней стенки и нагрузками, передающимися на них от покрытия. Стенки многоугольных резервуаров могут быть в виде вер- тикально расположенных цилиндрических сводов, обращенных выпуклостью внутрь резервуара и опирающихся своими пятами па вертикально расположенные ребра, заделанные внизу в дни- ще, а вверху — в покрытие (рис. 51). В таких сводах, рассчиты- ваемых как своды с заделанными пятами, от давления жидкости в горизонтальной плоскости возникают напряжения сжатия, что улучшает водонепроницаемость бетона, а от давления земли— \i плия растяжения. При этом толщина стенок получается мень- ше, но протяженность их больше и производство строительных работ по их возведению несколько усложняется. Толщина плит и сводов в резервуарах принимается не менее .12 см. Ребра ра- оотают как однопролетные защемленные на опорах (в покры- гн!1 и днище) балки, нагруженные равнодействующей давлений о г примыкающих к ним сводов. В связи с знакоперемеш-юстью нагрузки изгибающие моменты и поперечные силы могут иметь разные знаки. Кроме того, в ребрах возникают продольные уси- лия сжатия, обусловленные нагрузкой, передаваемой от покры- । н я. 119
В резервуаре покрытие—плоское ребристое, а днище—пло- ское безбалочное. Покрытие состоит из плит, защемленных по контуру и работающих в двух направлениях, поддерживаемых системой балок, опирающихся по контуру на ребра стенок и в центре резервуара — па колонну. С днищем колонна сопрягает- ся при помощи капители типа I. Применение таких резервуаров в каждом случае должно быть обосновано. Рис. 51. Многоугольный резервуар с ребристым покрытием, сводчатыми стенками и безбалочным днищем: а—без предварительного напряжения; б—с пред- варительным напряжением; 1—приямок; 2—люк в покрытии. Круглые резервуары Круглые резервуары имеют различное конструктивное реше- ние. Аналогично прямоугольным резервуарам круглые резервуа- ары могут быть закрытые и открытые. 120
При диаметре резервуара нс более 5—6 м стопка его делает- ся цилиндрической, а покрытие и днище — плоскими безребер- ными. Последние представляют собой плиты кругового очер- тания, опертые по контуру, причем сопряжение их со стенкой может быть монолитным или свободным: монолитное — в закры- тых резервуарах; свободное — в резервуарах с предварительно напряженной стенкой. Имеются также круглые резервуары, в. которых днище сопрягается со стенкой монолитно, а покрытие — По и Рис. 52. Круглый резервуар г купольным покрытием, ци- линдрической стенкой и плоским днищем. Рис. 53. Круглый резервуар с цилиндрической стенкой, купольными покрытием и днищем. свободно; причем при свободном опирании покрытия на стенку могут иметь место такие же обстоятельства, как в прямоуголь- ных резервуарах. В случаях, когда диаметр резервуара больше 6 лг, конструк- ция его может быть различной. В резервуаре, план и диаметральный разрез которого изобра- жены на рис. 52, колонны внутри отсутствуют. Поэтому покры- тие его предусматривается купольное; оно монолитно сопряга- ется с цилиндрической стенкой резервуара, воспринимающей от него нагрузку. Фундамент под стенкой ленточный, кольцевого очертания; воспринимаемую от стенки • нагрузку он передает основанию. Днище резервуара — железобетонное,, плоское без- 121
Рис. 54. Круглый резервуар с ку- польным покрытием и бетонным на- бивным днищем. реберное; оно монолитно сопрягается с кольцевым фундаментом под стенкой, но вследствие его незначительной жесткости при расчете фундамента под стенкой им пренебрегают. Покрытие и днище резервуара могут быть также купольные, монолитно сопрягающиеся с цилиндрической стенкой (рис. 53). Такие резервуары обладают большой пространственной жесткостью и являются весьма целесообразными для применения в местах, где возможны неравномер- ные осадки грунта, служа- щего естественным основа- нием, а также в местах, где основанием служат слабые грунты или имеется высокий уровень грунтовых вод. Встречаются также ре- зервуары, в которых покры- тие и стенка представляют собой одно целое — куполь- ную конструкцию, монолит- но заделанную в ленточный фундамент кольцевого очер- тания (рис. 54). Днище в таком резервуаре набивное. Поэтому при проектирова- нии, кроме расчета элемен- тов на прочность, необходи- мо произвести проверку его когда резервуар наполнен во- дой и не засыпан. Проверка устойчивости против всплывания. Для обеспечения устойчивости резервуаров (см. рис. 50, 54) против всплывания, когда резервуар наполнен водой, а засыпка вокруг него отсут- ствует, необходимо соблюдать условие устойчивости против всплывания, Gp :QB>1,25, (55) где Gp —собственный вес резервуара с фундаментом, действую- щий сверху вниз; Q” —суммарная вертикальная составляющая давления жидкости на поверхность конструкции резервуара, действующая снизу вверх. Собственный вес резервуара с фундаментом подсчитывается .по их размерам и объемным весам материалов, принятых для их возведения. 122
Суммарная вертикальная составляющая давления жидкости, находящейся в резервуаре, для резервуара, изображенного на рис. 54, определяется следующим образом. Двумя меридиональными плоскостями с углом между ними dp и двумя коническими поверхностями, нормальными к мери- дианам, с углом между их образующими da выделяем элемен- тарную площадку с размерами по меридиану ds\ и по паралле- ли ds<2 (рис. 55). Рис. 55. Схема сферической оболочки покрытия. Из рис. 55 видно, что ds\ = Rda\ dsz = R sin a-dp. I Гптенсивность давления жидкости на конструкцию резервуа- ра в центре выделенной элементарной площадки, действующего нормально к поверхности конструкции резервуара, равна = ?У, где у—объемный вес жидкости; у—высота слоя жидкости над центром выделенной элемен- тарной площадки. г/ = /? (cos а\—cosa). 123
Таким образом, равнодействующая давления жидкости на выделенную элементарную площадку, действующего нормально- к поверхности резервуара, 7в dsi • ds2 = yy • dsi • ds2 = yR3 sin a (cos ai—cos a) • da> dp. Составляющая указанной элементарной равнодействующей, действующая вертикально снизу вверх на выделенную элемен- тарную площадку, равна — qB • ds\ ds2 • cos a = yR3 • sin a • cos a (cos a\—cos a) da‘dp. Суммарная вертикальная составляющая давления жидкости, находящейся в резервуаре, на поверхность конструкции резер- вуара, действующая снизу вверх, определяется путем интегри- рования приведенного выше выражения для ql по переменному Р в пределах от /3 = 0 до /3 = 2я и по переменному а в пределах от a = ai до а = «2, то есть ( a=a2 р=2тс Q® = j J 7#3 • sin a • cos a (cos — COS a)^a-rfp= a=ai ₽=0 — -—cos 04 (cos 2оц — cos 2a2) — (cos3 at — cos3 a2) . (56 )> Вертикальную составляющую давления жидкости Qbi на единицу длины сводчатого покрытия прямоугольного резервуа- ра (см. рис. 50) можно определить, использовав выражение (56) и приняв в нем ds2=\, 7в * ds 1 * ds 2 = q в * ds 1 j 7b =qK - ds cos a —у R2 • cos a (cos a\—cos a) da; тогда C& = J ct=cu y/?2 • COS a (cos ttj — cos a)da = 4R2 cos a1 (sin aa — - sinjaj - — (a2 — ai) ~h ~ (sin 2a3 — sin При длине резервуара L Qb = Qb, L = ^R2L cos at (sin a2 — sin 04) — y(a2 —«i) + y (sin 2a2 — sin2a1) 4^ Чг (57) 124
Углы «I и «й в круглых скобках первого слагаемого, стоя- щего в квадратных скобках, принимаются в радианах, то есть о 2к ai = ai---------------------------------- 36и° 2т. СГ2 = «2 2 360° Расчет резервуаров. Круглые или цилиндрические резервуа- ры как закрытые, так и открытые, представляют собой стати- чески неопределимые системы. Методов расчета таких конструк- ций имеется много. В данном случае рассмотрим метод проф. П. Л. Пастернака, который проще других. Расчет цилиндрических резервуаров производится на указан- ные ранее три возможные случая их работы. Покрытие и днище цилиндрических резервуаров рассчитыва- ются в зависимости от их конструкции с учетом тех усилий или деформаций, которые возникают в местах их сопряжения со стенкой вследствие монолитности сооружения. Кроме того, при рас чете, днища учитывается уп р у гость о снования. Стенка цилиндрических резервуаров рассчитывается и в вер- тикальном и в горизонтальном направлениях с учетом усилий пли деформаций, возникающих в местах сопряжения ее с покры- тием и днищем, а также с учетом того, что в вертикальном на- правлении она работает как балка, лежащая на упругом осно- , , п Eh. вании с коэффициентом постели В=-------- и загруженная деи- г2 ствующими на нее нагрузкой и краевыми усилиями. Наличие упругого основания обусловливается действием кольцевых уси- лий, возникающих в стенке в горизонтальном направлении. Таким образом, задача сводится к определению усилий (М, Q) или деформаций (ш, 0), возникающих в месте сопряже- ния стенки с покрытием или днищем. В первом случае применяется метод сил, во втором — метод деформаций. Применение того или иного метода в каждом от- дельном случае зависит от получаемых при этом удобств. Расчет сопряжения плоского покрытия или днища со стенкой. Расчетная схема стенки цилиндрического резервуара переменной толщины представлена на рис. 56. Изменение толщины стенки принято по линейному закону. Принятые обозначения: г—переменный радиус по средней линии цилиндриче- ской стенки; /гц —переменная толщина цилиндрической стенки; Й1ц , /i2u —краевые значения толщины цилиндрической стенки; 125
/ц—высота цилиндрической стенки; 11п , /2ц—расстояния от нижнего и верхнего краев цилиндри- ческой стенки до точки пересечения образующих, наружной и внутренней поверхностей стенки; Тирц Рис. 56. Схема работы стенки цилиндри- ческого резервуара. q—нагрузка, действующая горизонтально на цилин- дрическую стенку; <7ь ^2—краевые значения нагрузки q\ Л1<рц—изгибающий момент в цилиндрической стенке, дей- ствующий в плоскости диаметрального сечения; Л4щ, Л12ц —краевые значения изгибающего момента М; Qtpu —поперечная сила в цилиндрической стенке, дей- ствующая в плоскости диаметрального сечения; Qin , Q —краевые значения поперечной силы Q?u ; 126
?/i = e_<pcos (р т]2 — е~'^ sin (р. T2<fu —кольцевое усилие в цилиндрической стенке; Тзосрц —статически определимое значение кольцевого уси- лия, определяемое как для тонкостенного ци- линдра, Т 2о<рц = qr\ (58) &—угол поворота поперечного сечения, увеличенный, в Е раз; 79*0—статически определимое значение угла поворота, поперечного сечения, увеличенное в Е раз; w = Es2f—упругое перемещение цилиндрической стенки ре-, зерв^ара в радиальном направлении, увеличен- ное в Е раз; —коэффициенты для расчета балок на упругом ос- новании, принимаемые в зависимости от вели- чины (р из табл 7, <р = х : £ц, где х—расстояние от низа резервуара до рассматриваемого сечения при расчете нижнего узла (сопряжения стенки с днищем) или расстояние от верха резервуара до рас- сматриваемого сечения при расчете верхнего узла (со- пряжения стенки с покрытием); $и —характеристика жесткости цилиндрической стенки (обо- лочки) при коэффициенте Пуассона ^=0, когда пре- небрегают незначительным -влиянием вертикальной нагрузки, su = 0,76 КйД7. (59> При расчете принимается: для нижнего узла slu = 0,76 Уйщ г ; для верхнего узла $2ц = 0,76]/йацг . Необходимые для определения Sm и S2n величины Лщ и Лзц предварительно назначаются следующим образом. Толщина цилиндрической стенки вверху (у покрытия) А2ц принимается не менее 12 см. Толщина цилиндрической стенки внизу (у днища) Л1Ц опре- деляется по кольцевому усилию растяжения, подсчитанному как л,ля тонкостенного цилиндра, для участка стенки высотой Ь\ = 1 м на глубине ~0,7 по формуле Т2оч = 0,7 yl^r, (60) 127
Таблица 7 Коэффициенты для расчета балок на упругом основании и осесимметричных оболочек ? "'ll Т]2 ’ll ’h ’ll ’h 0,0 1,0000 0,0000 2,4 —0,0669 0,0613 4,8 +0,0007 —0,00820 0,1 0,9004 0,0903 2,5 —0,0658 0,0491 4,9 0,0009 —0,00732 0,2 0,8024 0,1627 2,6 —0,0636 0,0383 5,0 0,0020 —0,00646 0,3 0,7078 0,2189 2,7 —0,0608 0,0287 5,1 0,00235 —0,00564 0,4 0,6174 0,2610 2,8 —0,0573 0,0204 5,2 0,00260 —0,00487 0,5 0,5323 0,2908 2,9 —0,0535 0,0133 5,3 0,00275 —0,00415 0,6 0,4530 0,3099 3,0 -0,0493 0,00703 5,4 0,0029 —0,00349 0,7 0,3798 0,3199 3,1 —0,0450 0,00187 5,5 0,0029 —0,00288 0,8 0,3130 0,3223 3,2 —0,0407 —0,00238 5,6 0,0029 —0,00233 0,9 0,2528 0,3185 3,3 —0,0364 —0,00582 5,7 0,0028 —0,00184 1,0 0,1988 0,3096 3,4 —0,0322 -0,00853 5,8 0,0027 —0,00141 1,1 0,1510 0,2967 3,5 —0,0283 —0,01059 5,9 0,00255 —0,00102 1,2 0,1092 0,2807 3,6 —0,0245 —0,01209 6,0 0,0024 —0,00069 1,3 0,0729 0,2626 3,7 —0,0210 —0,01310 6,1 0,0022 —0,00041 1,4 0,0419 0,2430 3,8 —0,0177 —0,01369 6,2 0,0020 —0,00017 1,5 0,0158 0,2226 3,9 —0,0147 —0,01392 6,3 0,00185 0,00003 1,6 —0,0059 0,2018 4,0 —0,01197 —0,01386 6,4 0,00165 0,00019 1,7 —0,0236 0,1812 4,1 —0,00955 —0,01356 6,5 0,00150 0,00032 1,8 —0,0376 0,1610 4,2 —0,00732 —0,01307 6,6 0,0013 0,00042 1,9 —0,0484 0,1415 4,3 —0,00545 —0,01243 6,7 0,0012 0,00050 2,0 —0,0564 0,1231 4,4 —0,00380 —0,01168 6,8 0,00095 0,00055 2,1 —0,0618 0,1057 4,5 —0,00235 —0,01086 6,9 0,0008 0,00058 2,2 —0,0652 0,0896 4,6 —0,00110 —0,00999 7,0 0,0007 0,00060 2,3 —0,0668 0,0748 4,7 —0,0002 —0,00909 где у—объемный вес жидкости в резервуаре. Определение толщины стенки Й1Ц можно производить по од- ной из следующих формул: / ^20ц 0,7у/ц Г «]ц = ;—о Г = ---------!------- 101 1,9/?р ^(1 + 2/гу.) 1>9£р (1 2/г[1) , _ Тгоп 0,7у/и г ~ В приведенных выражениях (все величины принимаются в кг и м или в кг и см}: /?р , А'р—соответственно расчетное и нормативное сопротив- ления бетона при осевом растяжении, принимае- мые в зависимости от марки бетона; п — Еа : Eq —отношение между модулями упругости арматуры и бетона, принимаемыми в зависимости от их ма- рок; 128
!-i~F a : Fq—отношение между площадями поперечных сечений арматуры и бетона, принимаемое в зависимости от их марок по табл- 8. Таблица 8 Предельные значения а Расчетное сопротивление арматуры /?а в кг/см^ Величина р. при марке бетона 150 200 300 400 1700 0,0076 0,0094 0,0142 0,0166 2100 0,0060 0,0074 0,0110 0,0128 Дальнейший расчет стенки цилиндрического резервуара про- изводится в зависимости от значения отношения /ц : s ц : при /ц :5Ц>3—как длинной балки на упругом основании; при 1<4; sti<3—как короткой балки на упругом основа- нии; при /ц :sn <1—как жесткой балки на упругом основании, В стенках цилиндрическйх резервуаров обычно имеет место отношение /ц: s«>3, поэтому рассмотрим только расчет стен- ки цилиндрического резервуара как длинной балки на упругом основании. Расчет длинных балок на упругом основании по сравнению с расчетом коротких и жестких балок значительно проще, так как влияние краевых условий одного конца балки на другой можно не учитывать вследствие его незначительности. В таких случаях производится расчет сопряжения цилиндрической стен- ки с днищем в предположении, что верхний край стенки свобо- ден, и расчет сопряжения цилиндрической стенки с покрытием в предположении, что свободен ее нижний край. Расчетные же уси- лья в цилиндрической стенке получаются путем алгебраического гуммирования усилий, полученных в первом и втором случаях расчета. Расчет производится методом сил. За лишние неизвестные принимаются усилия М и Q, определяемые из системы урав- нений: В 12Q=B1(7 1 °21^Ч~ °22 Q= ) которые один раз решаются для определения усилий Мщ, ф1Ц . ио шикающих в сопряжении цилиндрической стенки с днищем, а другой раз — для определения усилий М2ц , СЫ, возникающих и сопряжении ее с покрытием. Значения увеличенных в Е/ раз упругих деформаций <5п, <512 = (J22, diq, hq определяются по формулам (64)— (66), приве- .кчшым в табл. 9—11. Ч 200 129
Упругие деформации цилиндрической стенки резервуара переменной толщины при нагрузке, изменяющейся по закону трапеции, увеличенные в EI раз Горизонтальное смещение от на- грузки q -82<7 “ 130
I а б л и и. а 10 ViipyiiiC деформации цилиндрита кой стенки резервуара постоянной ГОЛ1ЦИНЫ Л при naipy.iKC, изменяющейся по закону трапеции, увеличенные в Л/ раз Деформации Нижний край Верхний край 5ц “ 0,76]/ /гц г 11опорот от момента Л1 1 =\j S21 — 0/) Попорот от поперечной । илы Q=1 или горизоп- 1.1.ПЫЮС смещение от мо- мента М = 1 , . »U ’1й “ 52i — 2 , -8 -A °,2 — °2I ~ 2 Горизонтальное смеще- ние от поперечной силы О 1 S3 S22~ 2 S3 s Ц 22 “ '2 1 (оворот от нагрузки q “ 4/ (71 “'ll Sl« “ 4/ (“7i+7a) Ц Горизонтальное смеще- ние от нагрузки q 32? = ~ Я1 s4 °27 = 72 Таблица 11 Упругие деформации цилиндрической стенки резервуара, обусловленные нагрузкой, изменяющейся по закону треугольника, при q>-0. увеличенные в Ei раз Деформации Стенка переменной толщины Нижний (толстый) край 51н = Верхний (тонкий) край s2u — - отец Л,ц Г ==0,76]/ /г2цг Стенка постоянной толщины Нижний край | Верхний край 11ово- ро г от на- 1 РУЗ- IC1I / ГирЙ- зон- пыьное < меще- ii ис иг п.ируз- ки 7 su = 0,76 У fia г - 4/ц ‘ ^2ц Л 4 SU - тт/ . А (66) . 51п % = ~ 32г/ = ° S4 В27 - 4 71 529 = 0 Примечание. Увеличенные в EI раз упругие деформации 8И, б13 — —<>2i> <?22, обусловленные нагрузкой, изменяющейся по закону треугольника (при 72=0), определяются в зависимости от толщины стенки (переменной или постоянной) по тем же формулам, что и обусловленные нагрузкой, изменя- ющейся по закону трапеции. !)♦ .131
Решение уравнений (63) дает следующие выражения для отыскания неизвестных: ^22 ^12 . ^11 й22 — ^12 °11 6 22 ^12 (67) После определения величин ТИщ , Qiu и ЛЪЦ , С?2ц произ- водится определение изменяющихся по высоте цилиндриче- ской стенки значений обусловленных ими изгибающего мо- мента М(рЦ , поперечной силы Q<pU и кольцевого усилия 7\ц, для чего используются выражения, полученные из теории ра- счета бесконечно длинной балки постоянного сечения, лежа- щей на упругом основании: МрЦ — Л11ц т]| (Л41ц + Siu Qin )т]2; Мрц = ТИац + (Л^ц $2ц С?2ц )^]2; л' ( ' \ 2Л41ц * Q?U = Qm 0)1 —^2)-------------------Т]2 ; •51ц Qw = Q2u Oil — TJz)------------------^2 ; $2ц , 2г ' » 72<рц = 2 [TWiu ^2 (ЛТщ “Ь ^ln Qlu )т}1 ]; •51ц Т'г.рц = 2 [^2ц ^2 (-Л^ц 52ц Q2h )^11 ] - •52ц Суммарные усилия: Л1(рц = Л1(рц Л4(рц5 Q?u = Q<pu Н- Q<pu; 7'2<fu = Т'зо^ц Н“ Тг-рц -р Т2<рц . (68) (69) Знаки, принятые в приведенных зависимостях, действитель- ны лишь тогда, когда положительные направления изгибаю- щего момента М и поперечной силы Q выбраны так, что пе- ремещение края балки под действием М совпадает с направ- 132
лением Q (то есть перемещения ^рл1=(5лк? положительны); также за положительную должна быть принята внешняя на- грузка q, совпадающая с направлением положительной попе- речной силы Q. Величины усилий, определенные по приведенным форму- лам для свободного края стенки, не получаются равными ну- лю. Эта невязка (не имеющая практического значения) полу- чается потому; что цилиндрическая стенка принята как беско- нечно длинная балка. Величины усилий, возникающих в цилиндрической стенке переменной толщины, можно также определять по приведен- ным ранее формулам; однако, получаемые в этом случае зна- чения кольцевых усилий в местах сопряжения цилиндриче- ской стенки с днищем и покрытием значительно отличаются от нуля, то есть преувеличены. Поэтому определять кольцевые усилия в стенках цилиндрических резервуаров переменной тол- щины следует по эмпирическим формулам проф. В. А. Бушкова, которые дают более точные результаты: • 4г г z 1 7Ъ<рц == -4- [Мщ 812^2 — (М1Ц 812 + Q1U 822)^1]; 51ц Т^рц = [ АТгц 812^2 — (М2ц 312 -Г (?2ц 822)^1 ]; 52ц Т2<рц === Т20срЦ + ?2<рц + | Продольные силы Mi, возникающие в стенке цилиндриче- ского резервуара в вертикальном направлении, определяются путем суммирования собственного веса стенки с нагрузкой, ко- торая передается стенке от покрытия. Из изложенного вытекает, что стенки цилиндрических ре- зервуаров работают: в вертикальном направлении — на сжа- тие с изгибом, причем знаки изгибающих моментов меняются; в горизонтальном направлении — на кольцевое осевое растя- жение или сжатие. Усилия, возникающие в цилиндрической стенке резервуа- ров, определяются в сечениях по высоте ее, находящихся на равных расстояниях одно от другого. Количество сечений, в которых определяются усилия, принимается в зависимости от размеров резервуара и необходимой точности расчета. Подбор сечений стенки производится в соответствии с ее работой. Армирование стенки и в вертикальном и в кольце- вом направлении принимается двойное симметричное, причем расстояние между стержнями кольцевой арматуры рекоменду- <*тея принимать не более 12-кратного диаметра их. 133
Расчет сопряжение сферического покрытия или днища со стенкой. Сопряжение сферического покрытия или днища со стенкой цилиндрического резервуара обычно производится при помощи опорного кольца; при расчете сопряжения учитывает- ся их совместная работа и возникающие вследствие этого до- полнительные усилия (рис. 57). Расчет такого сопряжения проще всего производить по ме- тоду деформаций. В качестве лишних неизвестных величин принимаются увеличенные в EI раз (рис. 58): а) угол поворота чр поперечного сечения опорного кольца вокруг его центра; б) горизонтальное радиальное смещение v центра опор- ного кольца. Поперечное сечение опорного кольца для упрощения расче- та приводится к условному прямоугольнику. В дальнейшем приняты следующие обозначения: 26, 2а—ширина, высота поперечного сечения опорного кольца в виде условного прямоугольника; Гк —радиус осевой линии опорного кольца; гк—приведенная к бетону площадь поперечного сече- ния опорного кольца (с учетом арматуры); /к—момент инерции поперечного сечения опорного кольца (без учета арматуры) относительно гори- зонтальной оси, проходящей через его центр; .с, е—величины согласно рис. 58; hc—переменная толщина сферической оболочки по- крытия (купола); t Aic, Аге —толщина сферической оболочки покрытия в пяте, ключе; /с—длина осевой линии сферической оболочки покры- тия (по меридиану) от пяты до ключа; /1с —длина осевой линии от пяты сферической оболоч- ки до точки пересечения продолжения внутренней и внешней образующих. Лс = ; hie h2c R—радиус сферической оболочки покрытия (рис. 59) 2/ —радиус круга основания сферической оболочки по- крытия; f—стрела подъема сферической оболочки покрытия; 134
Нис. 57. Усилия, возни- кающие в сопряжении сферической оболочки по- крытия, опорною коль- ца, цилиндрической стен- ки круглого резервуара. Рис. 58. Схема работы сопряже- ния сферической оболочки покры- тия, опорного кольца и цилиндри- ческой стенки круглого резер- вуара.
a—угол, образуемый касательной к образующей в любой точке сферической оболочки и горизонталь- ной плоскостью; Рис. 59. Схема сферической оболоч- ки покрытия переменной толщины. а\—угол, образуемый касательной к образующей в опорном сечении сферической оболочки и гори- зонтальной плоскостью, определяемый из выра- жения tga1 = R, . R-f М пс —изгибающий момент в любой точке сферической оболочки, действующий в плоскости меридиональ- ного сечения на единице длины ее параллели; Mie —изгибающий момент в опорном (пятовом) сече- нии сферической оболочки, действующий в плос- кости меридионального сечения; Т’ис —меридиональное усилие в любой точке сфериче- ской оболочки на единице длины ее параллели; ТЮас —статически определимое значение меридионально- го усилия в сферической оболочке, определяемое по безмоментпой теории, 'р Qa Юас — ——— _—-— ; sin2a (71) Т'аас —кольцевое усилие в любой точке сферической обо- лочки на единице длины ее меридиана; Тхае —статически определимое значение кольцевого уси- лия в сферической оболочке, определяемое по без- моментной теории, 136
?20ac ~Za R — Гюас/ (72) Qa—равнодействующая симметричной относительно оси вращения сферической оболочки нагрузки выше сечения, ограниченного конической поверхностью с углом а между образующей ее и осью вращения; ga —величина нагрузки на единицу площади поверх- ности сферической оболочки покрытия в пяте, ее точке; I / \ a -г-(gi - g2)---; ax gi, gz—величины нагрузки на единицу площади поверх- ности сферической оболочки покрытия в пяте, ключе; р—величина нагрузки на единицу площади, равно- мерно распределенной по горизонтальной проек- ции сферической оболочки покрытия; , z . a 1 при ga = g2 + (gi - g2y---- <*1 I Qa = 2*/?2 (1 a 1 , — Sin a------cos a 4" ai ai J . . 1 . . a 4- g2 * ~ cos a-------sin a 4----cos a при ga = gx = g2 Qa = 2tc/?2£2(1 — cos a); при p Qa = xR2p sin2 a; (73) Za—составляющая внешних сил (нагрузок на единицу площади поверхности сферической оболочки по- крытия), нормальная к поверхности оболочки в любой ее точке; a ПРИ ga =g24-(gl— g2) — al Za =g2cos a 4-(g1— g2) — cos a' ai при ga = gj=g2 Za = g2 cosa; при p Za =p cos2a; (74) 137 if i I
Ха —составляющая внешних сил (нагрузок на едини- цу площади поверхности сферической оболочки покрытия), касательная к поверхности оболочки в любой ее точке; ПРИ ga = §2 + (gl ~ £2) — А'а - g2 sin а 4- (gj ~g2) — sin а; ai При£а=£1=£2 Ха =g2sina; при р \ Ха =р • sina • cosa; sc —характеристика жесткости сферической оболочки v покрытия; при коэффициенте Пуассона v=0. sc = о,76 Vh^R. (76) Расчет сопряжения сферической оболочки покрытия или днища с цилиндрической стенкой при помощи опорного коль- ца производится в такой последовательности. Предварительно принимаются размеры поперечных сечений элементов, соединяющихся в рассматриваемом сопряжении. Размеры поперечного сечения опорного кольца подбира- ются по кольцевому усилию растяжения Тт = 0,5gRl (77) где g—полная, вертикально действующая на поверхность ку- пола нагрузка в т/м2. При этом учитывается недопус- тимость образования трещин. Толщина сферической оболочки покрытия принимается по расчету, но не менее 8—10 см. У опорного кольца она опре- деляется с учетом недопустимости образования трещин по кольцевому усилию растяжения, приходящемуся на 1 м мери- дионального сечения оболочки, Т2с = (о,з ~ °’4) gRl' (78) Затем подсчитываются характеристики жесткости цилинд- рической стенки в месте сопряжения ее со сферической обо- лочкой: 138
при расчете сопряжения у покрытия s2n =- 0,76 /Лги г ; при расчете сопряжения у днища sin = 0,76 K/zm г , л i акже сферической оболочки в пятовом сечении при расче- !< сопряжения у покрытия или днища S1C= 0,76 Vh\zR . Но формулам (64) — (66) подсчитываются увеличенные в I / раз упругие деформации цилиндрической стенки du, di?= d?i, d?.2, которые затем приводятся к моменту инерции сече- ния сферической оболочки, принятому за единицу, путем умно- жения на отношение /ц :/с = Ац : Лс и относятся к центру «шорного кольца, которое можно считать жестко связанным о, стенкой. Упругие деформации цилиндрической стенки, отнесенные к центру опорного кольца, будут равны: Ф1 = 5ц; 012 = «21 = «12 -ф ; ^22 — + 2tzdl2 + ClZdi i, (79) i 'ie оц —поворот центра опорного кольца, вызванный пово- ротом края цилиндрической стенки от Л4ц=1; б|.—32| —горизонтальное смещение центра опорного кольца, полученное путем суммирования горизонтального сме- щения края цилиндрической стенки di2 и гори- зонтального смещения от поворота его, вызванно- го Мц =1 и равного adn; «22 —горизонтальное смещение центра опорного кольца, вызванное Ни. — 1. Относя /7ц = 1 к центру опорного кольца, получаем, что на пего действует сила На = 1 и момент Л4 = 7/ц • «= 1 • а; тогда горизонтальное смещение центра опорного кольца от 7/ц = 1 равно d22 + adi9, а от M — l^a равно 1-а (d]2-6adn); полное го- рн юнтальное смещение центра опорного кольца равно «22 "Ф («12 "Ф й^11) = ^22 + ^^12 ~Ф Определяются упругие деформации для верхнего или ниж- него края стенки в зависимости от того* рассматривается ли «спряжение стенки с покрытием или с днищем. 139
Также подсчитываются увеличенные в EI раз упругие де- формации сферической оболочки в пятовом сечении. Для сферической оболочки переменной толщины; а) деформации от усилий, равных единице: 9 1 — Sic 1 - (0,5 - ctg a, - 1,25 z? ‘ /j Sic . (D, sin a 3 SSlc "9 22 = -9- sin2 a 1 - 0,5 -lc- ctg ax - 0,25 /1 <!3. °>2 a>i 3 Sic 1“ sin2 a,; (80) б) деформации от нагрузки в виде собственного веса: g' = g2 + (gl . a - £2) —; a. ? ^S’lCOStti---- (1 ~j~ Д 7\o (a = ai)c °2£T =-------------------------------------- 4 S[c „ --- Sin 4 ал (81) J R / п । \ / 1 COS (2+>)gi sin aj - (gj— g2)-----1 a, „4 Sic 4 ’ R &. =____°2g s 4 sin a где Tiota-ajc —статически определимое значение меридио- нального усилия в пятовом сечении сфериче- ской оболочки при a=ai; sin2 a. sin а, \ , -----— cos^ + g2 ai / ^1^1; (82) Тю ( 1 - ai в) деформации от нагрузки p, равномерно по горизонтальной проекции: п 4 Р г л \ ‘S’l с • ---2~ (cos — v) ”4“ sin аь т-4- + (з + V) Sin 2а,. sin aj 27? °2g — 8Цг == распределенной (83) 140
Для сферической оболочки постоянной толщины а) деформации от усилий, равных единице: « 1 Sic , ♦ °11 — 51с-------- 1—(0,5-у)ctg 04 R Ш1 ’ 2 Sic 812-------2 sin a CD. (84) з 1-0,5^-ctga, s22 = vsin2<X1 „3 5 [ c . о • -^-Sin2^; б) деформации от нагрузки в виде собственного веса: Sa S1 — S2 S> Rg cos 04 — (1 4~ v) До (t„,)c sic . R ’ 4 Л (2 + v')gsina1 sic 6U = —R----------------4-' Ш1 ^2 “1 ГДе 7'10(a = a1)c 1 4- COS 04 в) деформации от нагрузки p, равномерно по горизонтальной проекции: 4 в2_ = — ~ (cos 204 — v) sin 04; s 2 4 распределенной (86) — JL 2R (3 4- у) sin 204. 1 I Упругие деформации сферической оболочки, отнесенные к центру опорного кольца, равны: 8ц= 8ц; 012 = &2! ~ ^12 4" С011’ §22 — ^22 + 2С(?1(2>+ С2^! 1J Big, = 81^- ; ^>2g ~ ^2g + C^ig . (87) 141
В этих формулах <5ц—поворот пятового сечения сферической оболочки от момента Мс = 1; 5ц —поворот центра опорного кольца, вызванный по- воротом пятового сечения сферической оболочки от момента Мс = 1; <5i2 = <^2i—поворот пятового сечения сферической оболочки от распора Hz = 1 или горизонтальное смещение его от момента М-=1; 012 = 021 —горизонтальное смещение центра опорного коль- ца, полученное путем суммирования горизонталь- ного смещения пятового сечения сферической обо- лочки 512 и горизонтального смещения от поворо- та его, вызванного Мс = 1 и равного с*5ц; ^22—горизонтальное смещение пятового сечения сфе- рической оболочки от Яс=1; 522 —горизонтальное смещение центра опорного коль- ца, вызванное /7С=1. Относя Яс = 1 к центру опорного кольца, получаем, что на; него действует сила Нс =1 и момент М = /7С • с= 1 • с; тогда го- ризонтальное смещение центра опорного кольца от = 1 рав- но 522+^512, а от М = 1 • с равно 1 • с (512 + с5ц); полное гори- зонтальное смещение центра опорного кольца равно 522 + 2c5i?-r + с25ц; 5it?—поворот пятового сечения сферической оболочки от нагрузки на ней g\ dig—поворот пятового сечения сферической оболочки от нагрузки на ней g, отнесенный к центру опор- ного кольца; 02g —горизонтальное смещение пятового сечения сфе- рической оболочки от нагрузки на ней g\ dig—горизонтальное смещение пятового сечения сфе- рической оболочки от нагрузки на ней g, отне- сенное к центру опорного кольца, получаемое сум- мированием горизонтального смещения 52g и го- ризонтального смещения, вызванного поворотом пятового сечения 5jg и равного cdig . Без ущерба для точности расчетов при определении вели- чин упругих деформаций по приведенным формулам можно- принять г = 0. Величины изгибающего момента М и поперечной силы Нн, возникающих от нагрузки в плоскости меридионального сече- ния на единице длины параллели в пятовом сечении защем- ленной в нем сферической оболочки, принятой за основную си- стему, определяются из уравнений: 142
+ г>12^/н = 021Ж + 822^ = 8^. (88> Величины изгибающего момента Мц и поперечной силы /М =Q ц, возникающих в диаметральной плоскости на едини- це длины круга в сечении цилиндрической стенки у сопряже- ния ее со сферической оболочкой при повороте узла на угол //'=1(7Иф=]1 /ZjLi ) и при смещении его в радиальном на- правлении на ц=1(ЛТ^ъ ), определяются путем реше- ния системы уравнений: 8ПМЦ - %\2Н'1 = ф; - 8^МЦ + Ь22Ни = v, (89) полагая в первом случае и и=0, а во втором случае- //’ = 0 и 1. Затем определяются величины изгибающего момента Мк и поперечной силы Нк, возникающих в радиальном направле- нии на единице длины кольца при повороте его на угол ip=] (Mj==i, /Уф==1 ,) и при смещении его в радиальном направле- нии на v=l /Л=1 ), приведенные к жесткости сфери- ческой оболочки ЕЛ, принятой за единицу: EJ к Е MJ=1 = —: ЕЛ = ~~г- HU. = 0; ‘ К J С 'К } (90) EF F MUi = 0; HKv=l = -2- : ЕЛ = -r-i • *К Jc *к Величины изгибающего момента Мс и поперечной силы Нс , возникающих в меридиональной плоскости на единице длины пятового сечения сферической оболочки при повороте узла на угол ^=1 (Мф=1, ) И при смещении его в радиальном направлении на у=1 (М^=ь /Л=1 ), определяются путем ре- шения системы уравнений: оц/Ис ф- — ф; В21МС -ф В22/Л = v, (91) полагая в первом случае ip=l и ц = 0, а во втором случае 1/> 0 и v= 1. 143.
Знаки перед коэффициентами в уравнениях (90), (91) при- няты в соответствии с направлением ?/> и v по рис. 58. Увеличенные в Е1С раз лишние неизвестные и v опреде- ляются путем решения системы уравнений, составленных на основании двух условий равновесия: 1) сумма изгибающих моментов всех элементов (цилиндри- ческой стенки, опорного кольца, сферической оболочки) в со- пряжении, отнесенных к центру опорного кольца, равна нулю; 2) сумма горизонтальных (поперечных) сил всех элемен- тов в сопряжении в центре опорного кольца равна нулю; днФ + д12и = — Дцг; | 1 (92) ^21Ф + > ) где Дп = ЕМ - Л4ф=] + M£=i + Л4£=1 при ip=1 и d = 0; Д12 = ^21 = S Л4 = Л4»=.| -j- /И®=1 + Л4®=1 = — + Mv=i при ^ = 0 и V— 1; ^2i = Д12== Е /7 = Л/ф-=1 + 77ф= 1 —(• - //^„1 = = //ф=1+/7ф=1 при ^=1 и г? = 0; Д22 = Е/7 = Ну=\ +/7^=1 +/7^=1 при ^ = 0 и о = 1; - Л4И Т 10(а »= а,)с * COS (Xj • (? (изгибающий момент в основной системе, см. рис. 58); Д2£ = 77н + Г10(а - «Нс COS 04 (горизонтальная сила в основной системе, см. рис. 58). Определяются величины изгибающих моментов М' и гори- зонтальных сил И', отнесенных к центру опорного кольца: для цилиндрической стенки —- Л4ф_1ф — Н\ = /7ф=1ф + /7р=1У; , для опорного кольца М' = М?=1ф; /7к=Я^1^; . (93) (94) 144
для сферической оболочки Мс = Л4н ~h Л1ф„1'р -J- Mv—\V, Нс — Н» 4- 4~ Hy—iu. (95) Определяются также расчетные величины усилий, возника- ющих в сопряжении: в цилиндрической стенке Мц = 2ИЦ ± Ни ст, . в опорном кольце NK=HKrK- (97) в сферической оболочке Нс = Нс; Мс = М'с + Яс С. (98) Затем подсчитываются величины усилий в цилиндрической стенке: кольцевое усилие Or Лтц = - —2~ [Л4ИИг — (Л4Ц - s, Н]; (99) изгибающий момент в диаметральной плоскости Л1рц = Mu vji (Мц— Яц£ц)^2; (100) поперечная сила в диаметральной плоскости ом (101) 5ц Продольная сила ;VU в вертикальном направлении опреде- ляется путем суммирования собственного веса стенки с на- грузкой, которая передается стенке от покрытия. Величины кольцевых усилий равны: в опорном кольце Мк=Нкгк; (102) в сферической оболочке 22? Т^с — 720<хс + ' _2 [Мс Т)2 — (Л4С — Нс Sc • sinajTjJ. (103) 10—200 145
Изгибающий момент в меридиональной плоскости Мас = Мс -j- [Мс + Яс sc • sin а)т]2. (104} Продольная сила в меридиональном направлении опреде- ляется в соответствии с безмоментной теорией по формуле (71), При расчете усилия в цилиндрической стенке определяют- ся в сечениях по высоте ее, а в сферической оболочке — в се- чениях по меридиану ее. Сечения принимаются на равных рас- стояниях: в цилиндрической стенке своих, а в сферической оболочке своих. Количество сечений принимается в зависимо- сти от размеров резервуара и точности расчета. Цилиндрическая стенка в диаметральной плоскости и сфе- рическая оболочка в меридиональном направлении работают на внецентренное сжатие, поэтому сечения их подбираются с двойной арматурой. В цилиндрической стенке арматура при- нимается симметричная. Кольцевые усилия, возникающие в цилиндрической стен- ке, опорном кольце и в краевом (у опорного кольца) сечении сферической оболочки, являются осевыми усилиями растяже- ния, а кольцевые усилия, возникающие в верхней части сфе- рической оболочки — осевыми усилиями сжатия. Арматуру, полученную при расчете на кольцевые усилия, рекомендуется принимать двойную, располагаемую у внутрен- ней и наружной поверхностей элементов; при этом в растяну- тых элементах расстояние между стержнями следует прини- мать не более 12-кратного диаметра стержней. Хомуты в опор- ном кольце принимаются замкнутыми. Предварительно напряженные резервуары Наиболее рациональной формой предварительно напряжен- ных резервуаров является цилиндрическая, при этом рекомен- дуется разрезная конструктивная схема их, при которой стен- ка отделяется от покрытия и днища (рис. 60, 61), вследствие чего обеспечивается раздельная самостоятельная работа кон- структивных элементов сооружения. При такой конструктив- ной схеме предотвращается возникновение в стенке нежела- тельных меридиональных (в вертикальном направлении) из- гибающих моментов. На рис. 60 представлен диаметральный разрез круглого резервуара емкостью 1000 ж3, цилиндрическая стенка которо- го из предварительно напряженного железобетона, а покрытие и днище — плоские безбалочные. Резервуар построен в 1948 г. по проекту, разработанному в НИИ по строительству, и пред- назначен для хранения солярового масла. 146
Рис. 60. Круглый предварительно напряженный резервуар: /—скала; 2—камера управления; 3—засыпка; 4—торкретная штукатурка (два слоя по 8 мм); 5—железобетонная плита; 6— бетон марки 50 для создания уклона; 7—смазка горячей клебе- массой за 2 раза; 8—засыпка грунтом 900 мм; 9—трамбованный щебень 100 мм; 10—железобетонная стенка 120 мм; 11—торкрет- ная штукатурка 35 мм; 12—приямок; 13—железобетонное днище 200 мм; 14—гидроизоляция из 3 слоев рубероида на клебемас- се; 15—подготовка из бетона марки 50 толщиной 120 мм. Рис. 61. Рекомендуемая конструктивная схема круглого предварительно напря- женного резервуара со сферическим по- крытием: 1—фундаментное кольцо; 2—предвари- тельно напряженная цилиндрическая стенка; 3—предварительно напряженное опорное кольцо купола; 4—сферический купол; 5—деформационные швы; 6— днище. К)*
Такой тип подземного резервуара наиболее рационален, когда на покрытие действует значительная но весу нагрузка, а на днище — гидростатическое давление грунтовых вод. а Рис. 62. Способы сопряжения покры- тия со стенкой в предварительно на- пряженных резервуарах: а—плоского; б—купольного; 1—предварительно напряженная коль- цевая арматура; 2—плита безбалоч- ного покрытия; 3—слой горячей би- тумной мастики; 4—торкретная шту- катурка; 5—сердечник; 6—сфериче- ский купол; 7—предварительно на- пряженная арматура опорного коль- ца; 8—опорное кольцо. В резервуаре, диамет- ральный разрез которого изображен на рис. 61, ци- линдрическая стенка — предварительно напря- женная; она свободно стоит на самостоятельном фундаментном кольце, ко- торое не связано с дни- щем. Днище резервуара может быть бетонное на- бивное или железобетон- ное; в последнем случае оно представляет собой круглую плиту, свободно лежащую на упругом ос- новании и загруженную сверху равномерно рас- пределенным по ее пло- щади давлением храни- мой в резервуаре жидко- сти. Покрытие резервуара предусматривается в виде сферическо- го купола с предварительно напряженным опорным кольцом, которое повышает трещи- ностойкость покрытия. Поскольку купольное по- крытие опирается на стен- ку свободно и шов между ними расположен выше расчетного горизонта во- ды в резервуаре, для уменьшения бесполезного объема резервуара ку- польное покрытие следует Рис. 63. Способы сопряжения стенки с днищем в предварительно напряженных резервуарах: делать пологим со стре- лой подъема не более J/7 диаметра резервуара. Такая конструкция фун- дамента и днища приме- нима только при наличии в а~с уплотнением снаружи резервуара; б—с уплотнением под стенкой; в—с уплотнением внутри резервуара; 1—днище; 2—стенка; 3—уплотнение. основании хороших грунтов и отсут- ствии грунтовых вод. При наличии грунтовых вод и высоком горизонте их, если колонны резервуара отсутствуют, одновременно со сфериче- 148
скпм купольным покрытием целесообразно устраивать днище в виде обратного сферического купола, отделенного от стенки. Степка предварительно напряженного ' резервуара состоит из (рис. 62, 63, 64): а) слабо армированно- го сердечника; б) предварительно на- пряженной кольцевой или винтовой арматуры; в) наружной торкрет- ной штукатурки; г) внутреннего защит- ного покрытия. Слабо армированный бетонный сердечник реко- мендуется возводить без перерывов в бетонирова- нии. Если по производ- Рис. 64. Конструкции сопряжения стенки с днищем или фундаментным кольцом в предварительно напряжен- ных резервуарах для нефтепродук- тов: ствснным условиям пере- рывы в бетонировании не- избежны, сердечник раз- бивается на равные вер- тикальные секции высо- той, равной высоте стенки резервуара, а длиной по контуру резервуара такой, чтобы бетон в каждую секцию был уложен без перерывов. Секции бето- а—с уплотнением из резиновой лен- ты, укладываемой в растянутом со- стоянии; б—с уплотнением из рези- новой ленты, укладываемой без предварительного растяжения; 1—слой горячей битумной мастики; 2— сердечник; 3— рубероид в 2 слоя; 4—торкретная штукатурка; 5—слой бетона для создания уклона; 6—ре- зиновая уплотняющая лента сечени- ем 40X40 мм; 7—холодная битумная мастика; 8—днище. пируются через одну; пос- ле достаточного затвердения уложенного бетона бетонируются промежуточные секции. Промежуток времени между бетонирова- нием двух смежных секций принимается не менее 2 суток, в тече- ние которых происходит первоначальная усадка бетона. Связью между смежными секциями сердечника служит его арматура,. Между секциями сердечника образуются вертикальные швы, которые заделывают цементным раствором с примесью сталь- ных опилок. Сердечник стенки может быть также сборным; тогда сек- ции его изготовляются отдельно в виде железобетонных пане- лей, которые собираются на месте строительства резервуара с устройством между ними непроницаемых швов. Необходимо отметить, что в резервуарах большой емкости разделение сердечника на секции избавляет от необходимости устраивать горизонтальные рабочие швы, которые хуже вер- тикальных, дает экономию опалубки, упрощает производство работ. 149
(106) 7?пр —нормативное в т/м2. I l.i|iVH<u,r,i ’><»1ч-р\i1(U..|ti ('('р/к'чнпц;] делается вертикальной, чтооы вея кольцуная ;1рМЛТура была одной длины. 1 ((‘обходи мо<‘ yioaiiuiiiK <opjK'iiiHn^;1 к основанию осуществляется соот- ветствующим наклоном внутренней поверхности. олщииа сердечника вверху (в метрах) определяется по эмпирической формуле da = 0,06 + 0,004г (105) Толщина сердечника у основания принимается по расчету, но не мене ^0 см.. оНа может быть определена (в метрах) по приближенной формуле н г ’ 3,25? 8Я = -„V-Яг. +пр В этих формулах 7 объемный вес жидкости в т/м2\ п высота, слоя жидкости в резервуаре в м\ средний радиус резервуара в м; сопротивление бетона при осевом сжатии Если разница между толщиной сердечника вверху и у ос- нования не превыщает 4 см, т0 рекомендуется принимать ее по всей высоте сердечника одинаковой. В подземных Резервуарах вертикальная арматура сердеч- ника принимается Согласно расчету, а кольцевая — обычно конструктива . ерЛечник армируется сетками с расстоянием между стержнями р одном и другом направлениях не более 25 см., причем при Установке на место сетки сдвигаются одна относительно другой По высоте и окружности резервуара на половину ра тояния между стержнями в сетках. Арматура сердечника изготовляется Из стали диаметром не менее 8 мм. Непроницаем ть швов между секциями сердечника обеспечи- вается тем, ч о после распалубливания забетонированных пер- вых секции с рде никд на вертикальные грани их у швов на- rnrrJpf битумной мастики толщиной 3—4 мм асбест № >6-20% +рки V ~ 48%’ зеленое масл0 32%' иСтССТ„ ROn uvonL V’ Затем бетонируются смежные секции ‘ /pnnpSwwwn Шйы междУ смежными секциями сбор- . °аИш4тпеЛЬ>ЩаК)тся аналогично. При натяжении тпптт wpwnv арматуры вокруг сердечника верти- ная мастика заполняв °В“К“++"“° °бжима1ОТСЯ- битУм' ство ее выжимается „ XX ° ** из5ишнее количе’ PTRMP ппрпряпитрп, тщательно удаляется. Так как вслед- Р Р - о напряжения кольцевой или винтовой арматуры стенки в bsdtuv9L„t иливишивин r ^тикальных швах ее всегда обеспечива- ло
стен наличие напряжении сжатия, то они не могут раскрыться, в процессе эксплуатации резервуара и такая конструкция пер шкального шва предотвращает какое бы то ни было просачи- вание жидкости через швы. С наружной стороны швы покрываются наносимой на сер- дечник торкретной штукатуркой, а с внутренней — защитным покрытием в виде обычной или торкретной (в резервуарах для нефтепродуктов) штукатурки. Толщина слоя наружной торк- ретной штукатурки принимается 25—50 мм в зависимости от диаметра кольцевой арматуры, причем толщина защитного слоя над кольцевой или винтовой арматурой должна быть не менее 20 мм. Состав торкретной штукатурки по объему 1 : 3 (цемент : песок). Наружную штукатурку желательно наносить, когда резервуар наполнен водой, так как она в этом случае будет работать на сжатие, вследствие чего опасность образо- вания трещин будет полностью устранена. Для лучшей связи торкретной штукатурки с сердечником поверхность его необ- ходимо предварительно обработать струей острозернистого пес- ка из цемент-пушки или пескоструйного аппарата, затем про- мыть ее водой под давлением и только тогда торкретировать. Для повышения непроницаемости стенки торкретную штука- турку рекомендуется выполнять не меньше чем в два слоя. Толщина слоя внутренней штукатурки должна быть не ме- нее 20 мм. Кольцевая арматура устанавливается вручную при помощи стяжных муфт или гаек и динамометрических ключей, а вин- товая из высокопрочной проволоки навивается при помощи специальной машины с одновременным натяжением ее на го- товый сердечник стенки, когда кубиковая прочность бетона сердечника достигнет не менее 70% его нормативного сопро- тивления, то есть обычно не раньше, чем через 10 суток с мо- мента окончания бетонирования сердечника. Стяжные муфты размещаются в нескольких местах на рав- ных расстояниях одна от другой по кольцу в зависимости от диаметра резервуара и по соображениям, диктуемым сниже- нием потерь предварительного напряжения от трения. В ме- стах расположения стяжных муфт в сердечнике делаются ниши. Устанавливать и натягивать кольцевую арматуру при по- мощи гаек и динамометрических ключей можно еще и так. С наружной стороны сердечника на равных расстояниях устра- иваются или вертикальные железобетонные ребра, монолитно связанные со стенкой, или вертикальные пазы, в которых уста- навливаются стальные стойки коробчатого сечения; последние длД обеспечения их жесткости и устойчивости внизу и вверху соединяются приваренными к ним стальными полосами. В же- лезобетонных ребрах или в боковых стенках стальных стоек 151
на требуемых расстояниях делаются отверстия, в которые вставляются стержни кольцевой арматуры. На концы стерж- ней навинчиваются гайки, и стержни при помощи динамомет- рических ключей подвергаются предварительному натяжению. При устройстве железобетонных ребер под гайки помещаются стальные шайбы, размеры которых определяются с учетом ра- боты их на изгиб и бетона под ними на смятие. Расстояния между железобетонными ребрами или стальными стойками принимаются аналогично расстояниям между стяжными муф- тами. Если по периметру имеется не менее 8 упорных ребер и каждое звено кольцевой натягиваемой арматуры охватывает часть сердечника протяжением по окружности, ограничивае- мым тремя соседними ребрами, с перепуском концов соседних звеньев на расстояние между двумя соседними ребрами, мож- но получить равномерное предварительное напряжение кон- струкции [31]. Машина, при помощи которой производится установка и натяжение винтовой арматуры из высокопрочной проволоки, состоит из тележки и подвешенной к ней подъемной платфор- мы, на которой смонтирован натяжной механизм с приводом и установлен барабан с проволокой. Установленная на верх- ний край сердечника тележка приводится в движение, при этом на сердечник, начиная с его основания, по винтовой линии на- вивается требуемая арматура с одновременным ее натяжением. Начало и конец винтовой арматуры прикрепляют прижим- ными планками к анкерным болтам, заделанным в сердечник. Таким же способом винтовая арматура прикрепляется к сер- дечнику через каждые 10 витков. Предварительное напряжение резервуаров диаметром до 18 м может быть осуществлено разработанным В. Бауром весьма простым способом [31] — по принципу осаживания обручей, давно применяющемуся при изготовлении бочек из отдельных деревянных клепок. Стенка резервуара, армированная обычным образом толь- ко для воспринятия изгибающих моментов, возникающих в со- пряжении ее с днищем, делается с уклоном наружной поверх- ности по направлению снизу вверх внутрь резервуара (1 : 12) — (1 : 15). После затвердения бетона на стенке снаружи на рас- стоянии 30—50 см друг от друга закрепляются вертикальные полосы из не слишком мягкой стали, облегчающие скольже- ние. Поверх этих полос точно по проекту устанавливается сплошная кольцевая арматура или наматывается без пред- варительного напряжения подлежащая натяжению проволока. При применении винтовой арматуры начало и конец ее заан- кериваются. Промежуточных заанкерований не допускается. Натяжение осуществляется путем равномерного сдвигания об- 152
ручей вниз, пока не возникает удлинение обручей, соответству- ющее требуемой силе натяжения. Необходимое для этого вер- тикальное перемещение обручей можно подсчитать исходя из требуемого удлинения их и уклона стенки. Кольцевая и винтовая предварительно напряженная арма- тура принимается для каждой зоны, на которые разделяется стенка по высоте, согласно расчету. При подборе сечения ста- ли для арматуры, а также при определении количества колец и витков для каждой зоны стенки необходимо руководство- ваться следующими положениями. Кольцевая и винтовая предварительно напряженная арма- тура в стенках и опорных кольцах купольных покрытий обыч- но располагается в 1 ряд. Но часто бывает, что в нижней ча- сти стенок больших резервуаров винтовую арматуру, а также- в опорных кольцах купольных покрытий большого диаметра кольцевую арматуру приходится располагать в 2—3 ряда. В этих случаях каждый предыдущий ряд арматуры покрывает- ся слоем торкрета, на который после его отвердения уклады- вается следующий ряд арматуры. Напряжение последующего ряда арматуры вызывает дополнительное упругое обжатие бе- тона, что снижает величину предварительного напряжения в предыдущем ряду арматуры. Эта потеря учитывается и ком- пенсируется следующим образом: при укладке арматуры в два ряда предварительное напряжение арматуры первого ря- да принимается на 5% больше расчетной величины; при уклад- ке арматуры в 3 ряда предварительное напряжение арматуры увеличивается против расчетного в первом ряду на 10%, а во втором — на 5%. Расстояние между стержнями кольцевой арматуры, укла- дываемой вручную, по высоте стенки должно быть не менее 100 мм (для обеспечения осуществления ее натяжения). Рас- стояние между витками винтовой арматуры, укладываемой при помощи машины, по высоте должно быть не менее 20 мм у основания и 300 мм вверху. Расстояние между кольцами и витками арматуры по вы- соте стенки должно быть не более половины характеристики жесткости стенки (0,5s = 0,5X0,76 Кдг) и не более 80 см для обеспечения равномерного обжатия бетона в промежутках между кольцами и витками. Сопряжение стенки с покрытием делается без соблюдения его непроницаемости для жидкостей (см. рис. 62, а, б), так как шов между стенкой и покрытием обычно располагается выше расчетного горизонта жидкости в резервуаре и уровня । рунтовых вод.. Укладываемый между стенкой и покрытием слои горячей битумной мастики обеспечивает некоторое уплот- нение шва и уменьшает силы трения, возникающие при 153
радиальном перемещении верха стенки и опорного кольца ку- польного покрытия. Сопряжение стенки с днищем или фундаментным кольцом делается совершенно непроницаемым для хранимой в резер- вуаре жидкости и грунтовых вод. Известно много вариантов сопряжения стенки с днищем. Наиболее рациональный вари- ант представлен на рис. 63, в, так как он по сравнению с остальными обладает следующими преимуществами: а) гидростатическое давление хранимой в резервуаре жидкости действует на уплотнение шва так, что прижимает его к стенке и днищу или фундаментному кольцу резервуар.а, чем улучшает непроницаемость сопряжения; б) шов доступен для регулярного осмотра и, в случае не- обходимости, исправления; в) производство работ как по устройству самого шва, так и по возведению стенки резервуара при таком расположении уплотнения весьма просто. Для улучшения склеиваемости уплотняющего материала с бетонными поверхностями элементов резервуара в месте шва :их необходимо покрыть холодной битумной грунтовкой соста- ва (по весу): битум марки V — 50%, зеленое масло — 50%. Под стенкой поверху днища или фундаментного кольца укладывают слой горячей битумной мастики, изготовленной из битума марки IV, для уменьшения сил трения между стен- кой и днищем или фундаментным кольцом. В резервуарах, предназначенных для хранения темных неф- тепродуктов, в качестве уплотняющего материала рекоменду- ется применять специальную маслостойкую резину в виде лент сечением не менее 40x40 мм (рис. 64). Ленту укладывают в шов, ширина которого должна быть на 12 мм меньше ширины ленты, в растянутом до двукратной первоначальной длины состоянии. После удаления растяги- вающей силы поперечное сечение ленты увеличивается и она плотно прижимается к боковым стенкам шва. Стыки ленты осуществляются внахлестку с применением клея (рис. 64, а). Ленту также можно укладывать в шов без предваритель- ного растяжения, а затем сжимать в вертикальном направле- нии стальными планками сечением 40X8 мм и пропущенными сквозь тело ленты стяжными болтами d = 12 мм так, чтобы от- носительное укорочение в направлении обжатия было равно 30% (рис. 64,6). В качестве дополнительного мероприятия по обеспечению непроницаемости шва нижняя часть его на высоту 25—30 мм заполняется холодной битумной мастикой. Уплотнение шва можно осуществлять как до, так и после натяжения кольцевой арматуры. 154
Элементы предварительно напряженного резервуара (дни- ще, стенка, покрытие) возводятся в обычной последователь- ности. Плоские покрытия выполняются независимо от осуще- ствления натяжения кольцевой или винтовой арматуры стенки. При купольном покрытии опорное кольцо его бетонируется не- посредственно после сердечника стенки, а сферическая обо- ломка только после установ- ки предварительно напря- женной арматуры опорного кольца, что осуществляется после бетонирования его, когда кубиковая прочность бетона опорного кольца до- стигает не менее 70% его нормативного сопротивле- ния. При сооружении резерву- аров стенки их подвергаются предварительному напряже- нию часто не только в гори- зонтальном, но и в верти- __ кальном направлении [74]. Ж Детали такого резервуара— " анкерование горизонтальной и вертикальной арматуры — изображены на рис. 65. Ар- г=22000 250 матура, подвергающаяся предварительному напряже- нию, располагается в труб- ках. Горизонтальная ярма- рке. 65. Стенка круглого резервуара, предварительно напряженного в гори- зонтальном и вертикальном направле- ниях: тура — кольцевая; состоит она из отдельных звеньев, концы которых закрепляют- а—анкерование горизонтальной арма- туры; б—анкерование вертикальной ар- матуры. а ся анкерами в местах рас- положения натяжных устройств (рис. 65, а). Верхние концы вертикальной арматуры стенки и наружные концы радиально располагаемой арматуры днища также закрепляются анкера- ми в местах расположения натяжных устройств. Другие кон- цы вертикальной арматуры закрепляются мертвыми анкерами в виде петель; при этом одна часть их закрепляется в кольце- вом ребре фундамента непосредственно под стенкой резервуа- ра, а другая отгибается в днище и закрепляется в концентрич- ном кольцевом ребре, расположенном на расстоянии около 1,5 м от периметра резервуара (рис. 65,6). При строительстве железобетонных предварительно напря- женных резервуаров применяется также и сборный железобе- 155
тон. Сборные покрытия, колонны с фундаментами и днище осу- ществляются аналогично тому, как в резервуарах из ненапря- женного Железобетона. Стенки таких резервуаров возводятся из сборных заранее изготовленных стандартных стеновых па- нелей, которые устанавливаются на нижнюю кольцевую бал- ку, бетонируемую на месте. При установке стеновых панелей между ними оставляются зазоры, которые тщательно запол- няются бетоном, после чего производится установка предва- рительно напрягаемой кольцевой или винтовой арматуры. Расчет предварительно напряженных элементов резервуаров» Предварительно напряженные элементы резервуаров (цилинд- рическая стенка, опорное кольцо купольного покрытия), рабо- тающие в горизонтальной плоскости на осевое растяжение или сжатие, рассчитываются в соответствии с указаниями СНиП-62, гл. II-16.1. Согласно этим указаниям резервуары относятся к конструк- циям первой категории трещиностойкости. Предварительно напряженные элементы их рассчитываются: на прочность и устойчивость формы: а) в стадии эксплуатации—на воздействие расчетных нагру- зок с учетом в необходимых случаях коэффициентов динамич- ности; б) в стадиях изготовления, транспортирования и монтажа — на воздействие предварительного напряжения с учетом в необ- ходимых случаях собственного веса конструкции и других мон- тажных нагрузок, вводимых с коэффициентами перегрузки или динамичности; по образованию трещин: а) в стадии эксплуатации — на' воздействие расчетных на- грузок в сочетании с предварительным напряжением; б) в стадиях изготовления, транспортирования и монтажа — на воздействие предварительного напряжения с учетом в необ- ходимых случаях собственного веса элемента и других монтаж- ных нагрузок, вводимых с коэффициентами перегрузки; по раскрытию трещин — на воздействие нормативных нагрузок в сочетании с предварительным напряжением с уче- том в необходимых случаях коэффициентов динамичности. » Расчет по несущей способности, трещинообразованию и рас- крытию трещин сборно-монолитных конструкций резервуа- ров и их элементов производится: до приобретения дополнительно уложенным бетоном задан- ной прочности — на воздействие транспортных и монтажных на- грузок, свежеуложенного бетона и т. п.; после приобретения дополнительно уложенным бетоном за- данной прочности, то есть при его совместной работе с эле- ментом, — на воздействие расчетных нагрузок. 156
При расчете сборных конструкций на воздействие усилий, возникающих при перевозке и монтаже, собственный вес эле- мента следует вводить с коэффициентом динамичности 1,5; при этом коэффициент перегрузки к собственному весу элемента не вводится. Кроме указанных нагрузок и воздействий, при определении расчетных усилий в предварительно напряженной цилиндри- ческой стенке круглых резервуаров учитывается еще сила тре- ния, возникающая между стенкой и днищем в процессе строи- тельства и эксплуатации резервуаров. Сила трения возникает также между стенкой и покрытием, но ее влиянием можно пренебречь вследствие незначительности. Сила трения, возникающая между стенкой и днищем, пре- пятствует свободному радиальному перемещению стенки, об- условленному упругими деформациями бетона при действии на стенку бокового .давления, вызванного предварительным напряжением кольцевой или винтовой арматуры, бокового дав- ления грунта и бокового давления хранимой в резервуаре жидкости. Поэтому в стенке, в плоскости диаметрального сече- ния резервуара, она вызывает возникновение изгибающих мо- ментов и поперечных сил, а также уменьшение кольцевых уси- лий растяжения. При расчете цилиндрической стенки учитывается потенци- альная сила трения, которая является наибольшей по сравне- нию с активными силами трения, зависящими от направления и величины бокового давления на стенку и изменяющимися в процессе возведения и эксплуатации резервуара. Величина расчетной (потенциальной) силы трения равна QTP=M (107) где N—давление на 1 пог. м основания стенки, которое пе- редается от стенки днищу в месте их сопряжения; f—коэффициент трения стенки по днищу (бетона по бе- тону), равный 0,7; при укладке между ними слоя асфальта, битума, гидроизола /==0,5. Эта сила в стенке вызывает возникновение: изгибающего момента в плоскости диаметрального сечения ^9Цтр = siu Qtp ^2> (Ю8) поперечной силы в плоскости диаметрального сечения <2^т₽ = (»u — ч2); (Ю9) кольцевого усилия ^ = — <?»!> ъ- • (ПО) , 5]ц I 157
Полные расчетные усилия, возникающие в цилиндрической стенке резервуара при различных загружениях, определяются’ путем суммирования усилий, возникающих в ней, как в стати- чески определимой системе, с усилиями, обусловленными си- лой Qip . Наибольший изгибающий момент (расчетный) от действия- сил трения QTp, действующий в стенке сердечника в плоско- сти его диаметрального сечения, обычно возникает в сечении сердечника, находящемся от его низа на расстоянии л = : -1=0,031 г VH , (111) 4 для которого ср = 0,8 и 0,3223. Следовательно, JMX) = S'»-|2’P-0'3223- (*12) Продольная сила (расчетная), возникающая в сечении стенки сердечника, где изгибающий момент наибольший, и со- ответствующая ему, определяется по формуле Нм = N - 2,5tanep. (113) Наибольшее кольцевое усилие (расчетное), обусловленное действием силы трения QTp, возникает в I нижней зоне сер- дечника И определяется по формуле (110). Значение входяще- го в эту формулу коэффициента щ определяется для центра нижней зоны сердечника. Расчетные усилия определяются от расчетных нагрузок, учитывающих коэффициенты перегрузки согласно указаниям СНиП, гл. П-Б. 1, § 4. Расчет цилиндрической стенки. Необходимые для дальней- ших расчетов толщина стенки сердечника, вертикальная и коль- цевая ненапрягаемая арматура резервуара предварительно определяются следующим образом. Толщина стенки сердечника принимается равной большему из полученных по формулам (105), (106) значению и с соблюде- нием приведенных ранее указаний. Вертикальную арматуру сердечника определяют, учитывая работу стенки его в плоскости диаметрального сечения на вне- центренное сжатие при действии на него предварительно на- пряженной кольцевой или винтовой арматуры, а также — бо- ковое давление засыпки при наличии на ней временной нагруз- ки и при отсутствии воды в резервуаре. Подбирается она двой- ная, а для удобства конструирования и выполнения строитель- ных работ — симметричная по наибольшему, возникающему в стенке сердечника в плоскости его диаметрального сечения,. 158
расчетному изгибающему моменту Aj2jpkc) и по соответ- ствующей ему расчетной продольной силе Nm без учета ра- боты бетона на растяжение согласно СНиП-62, гл. 11-16.1. Кольцевая ненапрягаемая арматура сердечника подбирает- ся двойная симметричная по наибольшему расчетному кольце- вому усилию , которое определяется при тех же воздействиях, что и вертикальная арматура, и является уси- лием сжатия. Поскольку оно бывает незначительно, кольцевая, ненапрягаемая арматура сердечника обычно принимается кон- структивно. При подборе сечения вертикальной и кольцевой арматуры сердечника его сечение учитывается в виде прямоугольника с размерами 6=1 м, h — d. Напрягаемая кольцевая или винтовая арматура резервуара подбирается по расчетным кольцевым усилиям растяжения , обусловленным реактивным действием сердечника на предварительно напряженную кольцевую или винтовую арма- туру, а также действием бокового давления жидкости, нахо- дящейся в резервуаре, при отсутствии засыпки на покрытии и вокруг стенок резервуара 7-„u=7'2M-7’^p. (114) Площадь сечения напрягаемой кольцевой или винтовой ар- матуры определяется по формуле = (115) Ану Расчет по несущей способности. Расчет предварительно на- пряженных элементов по несущей способности производится по формулам: центрально растянутых элементов (цилиндрическая стенка в случае, когда резервуар наполнен жидкостью, засыпка на по- крытии и вокруг стенки его отсутствует) Лг<(/?ну + /?ау Ла); (Н6) центрально сжатых элементов (цилиндрическая стенка в случае, когда жидкость в резервуаре отсутствует, засыпка на покрытии и вокруг стенки его имеется) N < <р(/?пр у Ft + Ray Fa + «с ). (1 1 7) В этих формулах: N—расчетная продольная сила; —площадь сечения напрягаемой арматуры; Fs—площадь сечения ненапрягаемой арматуры; F6—площадь сечения бетона сердечника; 159
1 - / матуры или анкерных гаек и захватов для стержневой арма- туры, равной Я2=1 мм на каждый анкер или захват, состав- ляют (ч+ч)-у~. (|20> где I—длина натягиваемого пучка или стержня в мм. При применении анкеров в виде плотно завинчиваемых гаек или клиновых шайб, устанавливаемых между анкером и эле- ментом либо между захватом и опорным устройством, поте- ри за счет обжатия гаек и шайб могут не учитываться, то есть Я1 = 0. Потери, вызываемые трением пучков, прядей или стержней арматуры о наружную криволинейную поверхность сердечни- ка, возникающим при применении кольцевой арматуры, при- нимаются равными Здесь (7Н—контролируемое предварительное напряжение ар- матуры при отсутствии потерь, допускается при- нимать Пн^о’о; (р, &—центральный угол дуги соприкасания арматуры на криволинейной поверхности сердечника от ее не- подвижной точки до места натяжения соответ- ственно в градусах и радианах; 0 =----£---; 57°18' k—коэффициент, учитывающий отклонение прямолиней- ного участка канала по отношению к его проектному положению на 1 м длины; х—длина прямолинейного участка канала от натяжного устройства до расчетного сечения в м; ре—коэффициент трения арматуры о поверхность сер- дечника; kx=0, так как напрягаемая арматура не имеет прямоли- нейных участков. Величина напряжения в арматуре Г„ без вычета потерь до, как правило, должна быть: для твердых сталей < 0,65/?», > 0,4/?"; для мягких сталей о0 0.9/?н. Величина наибольшего напряжения д„ может быть повы- шена для твердых сталей до до = О,75/?н, для мягких сталей — до д0 = /?н: 162
в арматуре сжатой зоны с целью повышения ее трещино- стойкости при обжатии элемента, при транспортировании и монтаже; в кольцевой арматуре напорных труб; при временной перетяжке арматуры с целью повышения ее предела пропорциональности; при компенсации потерь от релаксации напряжений или от неодновременного натяжения арматуры, от трения арматуры о стенки каналов и поверхность бетона, а также от температур- ного перепада между натянутой арматурой и устройствами, вос- принимающими усилия от натяжения. При применении холоднотянутой арматуры с анкерами в виде колец и штырей предварительное напряжение должно быть а0 < 0,7/?„. Величина центрального угла <р, а следовательно и 0, на- ходится в зависимости от принятого количества звеньев в коль- цевой арматуре. Количество звеньев в кольцевой арматуре об- условливается стремлением уменьшить потери предварительно- го напряжения в кольцевой арматуре и ограничить длину от- дельных звеньев ее до 10—12 м. При емкости резервуаров 1000 ж3 и больше рекомендуется принимать не менее 6 звень- ев в одном арматурном кольце. Коэффициент трения /z = jF стальной арматуры по бетону при сухой и гладкой поверхности его можно принимать [63]: Для арматуры в виде пучков и гладких стержней . 0,55 Для арматуры из стержней периодического профиля . 0,65 Путем увлажнения поверхности бетона перед натяжением арматуры коэффициент трения может быть понижен. Значения 11----------] можно принимать по СН 10-57, I gkx + р-9 / приложение 4, табл. 2 в зависимости от величины (&,y + /z0). Потери, вызываемые смятием бетона под кольцевой или винтовой арматурой при диаметре сердечника до 3 ж прини- маются равными 300 ка/сж2. Потери, происходящие после обжатия бетона. Потери, вы- зываемые усадкой бетона (тяжелого), принимаются равными 300 кг/см2. Потери, вызываемые ползучестью бетона (тяжелого), при- нимаются равными 0,75Ж^Г . опл[ °б п /1Q9v ——------ ОбД-ЗЯ -------0,5 . (122) _ \ К / _ Второе слагаемое выражения в квадратных скобках учи- тывается только при Об >0,5Ял. II* 163
Величины, входящие в выражение (122), имеют следующие значения: k—коэффициент, принимаемый равным 1—при применении арматуры из высокопрочной холоднотянутой проволоки; 0,8 — при применении арматуры из горячекатаной стали; R—кубиковая прочность (марка) бетона; R'—кубиковая прочность бетона сердечника к моменту пе- редачи на него предварительного напряжения, обычно принимаемая равной 0,7 R; аь—напряжение в бетоне сердечника, который работает в горизонтальной плоскости на осевое сжатие, определяе- мое по формуле сопротивления упругих материалов и об- условленное действием на сердечник предварительно на- пряженной кольгевой или винтовой арматуры, а также бокового давления засыпки вокруг резервуара при от- сутствии воды в нем аб = ДЗ?, (123) F бп где —площадь сечения напрягаемой арматуры; <7о1—напряжение в напрягаемой арматуре после прояв- ления потерь предварительного напряжения, проис- ходящих до окончания обжатия бетона; Fen—площадь приведенного сечения сердечника; (124) Согласно СНиП. гл. II-16.1 для конструкций, находящихся в условиях повышенной влажности (напорные трубы, резервуа- ры, сваи и др.), величины потерь предварительного напряже- ния от усадки и ползучести бетона, определяемые в соответ- ствии с указаниями, допускается снижать на 50%. Такое уменьшение потерь предварительного напряжения от усадки и ползучести бетона в резервуарах не всегда допусти- мо, так как это зависит от характера грунта, где возводятся резервуары, и жидкости, для хранения которой они предназна- чаются. Кроме того, резервуары значительный период времени могут быть без жидкости. Потери, вызываемые релаксацией напряжений в напрягае- мой арматуре при натяжении на бетон, принимаются равными:- 164
для высокопрочной проволоки и прядей 0,27^; - 0,1 к, для горячекатаной стали > / °о \ 0,4 ( 0,27 - 0,1 J < При < 0,37 /?” величины, стоящие в круглых скобках, при- нимаются равными нулю. В формулах (125): /?" —нормативное сопротивление предварительно напрягаемой арматуры; о'о—напряжение в напрягаемой арматуре в момент снижения величины предварительного напряжения бетона до нуля воздействием на элемент внешних фактических или услов- ных сил; величина принимается с учетом коэффициен- та точности натяжения ту и с учетом потерь напряжений, определяемых для рассматриваемой стадии работы эле- мента. При криволинейном расположении напрягаемой арматуры значение в формулах (125) умножается на cos а, где а'—угол наклона напрягаемой арматуры к продольной оси элемента (для рассматриваемого сечения). При повторном натяжении арматуры на бетон в процессе изготовления и выдержки конструкции величину потерь натя- жения допускается снижать на разность натяжения, но не бо- лее чем на 50% потерь, принимаемых для конструкции при отсутствии повторного натяжения. Если напрягаемая арматура конструкции состоит из не- скольких пучков или стержней, натягиваемых на бетон не одно- временно, следует учитывать уменьшение напряжения в арма- туре, натянутой ранее, вследствие упругого обжатия бетона усилиями пучков или стержней, натягиваемых позднее. Ука- занное уменьшение предварительного напряжения в ранее на- тянутой арматуре может быть принято равным = (126) где Дос,—среднее напряжение в бетоне (на участке длины рассматриваемой группы стержней арматуры, на- тянутой ранее на уровне ее центра тяжести) от сил натяжения групп арматуры, натянутой позднее; при этом напряжение в арматуре принимается за выче- том потерь, происходящих в процессе обжатия бе- тона. (125) 165
При определении уменьшения предварительного напряже- ния рекомендуется арматуру подразделять на несколько групп. Протяженность участка по высоте сердечника, в пределах ко- торого размещается одна группа стержней, рекомендуется при- нимать около 1 м. При определении величины Дбб '• пренебрегают влиянием кольцевой ненапрягаемой армату- ры сердечника в связи с незначительностью ее сечения (обыч- но около 0,5%), то есть учитывают работу одного бетона сер- дечника; не учитывают трение, возникающее в месте сопряжения сер- дечника с днищем и покрытием, а также пространственную работу сердечника; силу натяжения каждой группы стержней напрягаемой ар- матуры принимают приложенной в ее центре тяжести. Величина напряжения Дбб определяется для каждой груп- пы стержней арматуры, натягиваемой после той группы стерж- ней, для которой определяется потеря напряжения. Группа стержней, натягиваемых ранее, должна быть напряжена силь- нее на найденную таким способом величину изменения напря- жения. Определение напряжений и усилий, контролируемых при на- тяжении арматуры. Величина напряжения в арматуре, контро- лируемая при натяжении ее на затвердевший бетон сердечни- ка, без учета величины пДоо определяется по формуле — °0 — П „с ~ * V /7 * ) Гбп Сб Г бп Величина усилия в одном стержне или пучке напрягаемой арматуры, контролируемая при натяжении ее на затвердевший бетон сердечника, без учета величины лИ<7б определяется по формуле NH = FHioH. (128) Полная величина контролируемого напряжения в арматуре равна ан 4- /гДоб . (129) Полная величина контролируемого усилия в одном стерж- не или пучке арматуры равна Ли (°н + )• (130) Расчет опорного кольца купольного покрытия. При устрой- стве покрытия резервуара в виде сферической оболочки с опор- ным кольцом предварительно напряженным делается опор- ное кольцо. 166
В таком опорном кольце под влиянием нагрузки, действу- ющей на него от сферической оболочки покрытия, возникает кольцевое усилие растяжения 7VK = Jkictggi.; (131) 2 тс Предварительно напряженное опорное кольцо рассчитыва- ют так же, как цилиндрическую стенку резервуара. Сферическую оболочку покрытия проектируют без предва- рительного напряжения, а возникающие в ней меридиональные и кольцевые условия определяют по безмоментной теории. Кроме того, в сферической оболочке покрытия вследствие мо- нолитности сопряжения ее с опорным кольцом возникают ме- ридиональные изгибающие моменты. Величина этих моментов незначительна; наибольшее по абсолютной величине значение имеет меридиональный изгибающий момент в месте сопряже- ния сферической оболочки покрытия с опорным кольцом. Практически вполне допустимо, не производя определения величины меридиональных изгибающих моментов, ограничить- ся укладкой, кроме арматуры у нижней поверхности сфериче- ской оболочки согласно расчету, еще дополнительной армату- ры у верхней ее поверхности в пределах зоны шириной от опор- ного кольца -, где s!c =0,76]/Л1С 7? . Дополнительно укладываемая арматура состоит из стерж- ней диаметром 6—8 мм, располагаемых в меридиональном и кольцевом направлениях на расстояниях 15—20 см. § 5. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ РЕЗЕРВУАРОВ Цилиндрический подземный резервуар из обычного железобетона Запроектировать подземный железобетонный цилиндриче- ский резервуар для воды с плоским безбалочным покрытием. Размеры и конструкция резервуара, а также высота слоя воды в нем приняты согласно рис. 36. Толщина слоя засыпки над резервуаром — 0,70 м. Временная равномерно распреде- ленная на поверхности засыпки нагрузка — 1,00 т/ж2. Район возведения резервуара — Черниговская область. Глубина промерзания грунта согласно СНиП, гл. П-Б. 6, § 3 -.— 1,00 ж.. у Грунт в месте возведения резервуара — супесь средней плотности; расчетное сопротивление грунта при глубине зало- жения фундамента 1,5—2,0 м и ширине фундамента 0,6—1,0 м при расчете на основные сочетания нагрузок согласно СНиП, гл. П-Б. 6 и НиТУ 127-55, п. 54 7? = 2,0 кг/см2', расчетный угол внутреннего трения <р = 30°; объемный вес грунта 7Гр =1800 кг[м3. 167
Для сооружения резервуара предусматривается бетон мар- ки 200 с нормативным и расчетным сопротивлениями согласно СНиП-62, гл. 11-16.1 в кг/см2: На сжатие: осевое . /?”р=145; Япр = 80 при изгибе . . . . 7?” =180; /?и =100 На растяжение осевое . - „ Я” = 16; Rp = 7,2 Арматура предусматривается из стали горячекатаной круг- лой класса А-I с нормативным сопротивлением R'a =2400 кг/см2 и расчетными сопротивлениями согласно СНиП-62, гл. II-16.1 в кг!см2 На сжатие ........ /?ас=2100 На растяжение продольной и поперечной при расчете на изгиб по косому сечению .... =2100 поперечной при расчете на поперечную силу /?ах= 1700 Отношение между модулями упругости стальной арматуры и бетона п—Еа : ~ 12. Определение нагрузок. Нормативная постоянная равномерно распределенная по площади покрытия нагрузка состоит из: а) веса засыпки вместе с одерновкой общей толщиной 0,7 м; 1800-0,7= 1260 кг/м2. б) веса обмазки горячим битумом 10 кг/м2\ в) веса бетона марки 50 для создания уклона средней тол- щины 0,05 м\ 2400 • 0,05= 120 кг/ м2. г) веса железобетонной плиты покрытия, толщина которой предварительно принята равной 0,15 м (наименьшей допусти- мой); 2500-0,15 = 375 кг/м2-, д) веса торкретной штукатурки толщиной 0,02 лт; 2200- ♦0,02=44 кг/м2. Коэффициенты перегрузки приняты: Для веса засыпки вместе с одерновкой « . . , 1,2 Для веса всех остальных элементов покрытия . . 1,1 Расчетная постоянная равномерно распределенная по пло- щади покрытия нагрузка £=1260- 1,2+(10 +120 + 375 + 44) 1,1 =2116 кг/м2. Нормативная временная равномерно распределенная по площади покрытия нагрузка равна 1000 кг/м2. 168
Коэффициент перегрузки для временной нагрузки принят 1,4. Расчетная временная равномерно распределенная по пло- щади покрытия нагрузка р= 1000 • 1,4= 1400 кг/м2. Расчет покрытия, колонн и днища не приводится. Расчет цилиндрической стенки. Предварительно определяет- ся по формуле (61) толщина цилиндрической стенки резервуа- ра у днища при jz = 0,0074. h - (Wur 0,7 1000 • 4-(9,50-0,12) = 1,9/?р (1 + 2/гр.) 1,9 • 7,2 • 104 [1 + (2 • 12-0,0074)] = 0,163 м. Принимаются следующие размеры цилиндрической стенки: Толщина у днища резервуара йщ 18 СМ Толщина у верха резервуара /г2и 12 э Высота 1 ц 4 м Средний радиус г 9,38 х> Величины 12 ’ • • 8 Характеристики жесткости sin =0,76)^0,18 • 9,38 = 0,99 $2ц =0,76 /0,12-9,38 = 0,81 м; /ц : sbl = 4 : 0,99>3; /ц : $2ц = = 4:0,81>3; следовательно, цилиндрическая стенка рассчиты- вается как длинная балка на упругом основании. На цилиндрическую стенку действуют следующие нагрузки: давление воды у днища = 1 -4 = 4 т/м2; давление грунта у днища = Тгр (7/irp /70) • tg2 ^45°-2 ) = = 1,8(4,85 + 0,56)0,333 = 3,243 т/м2; давление грунта у покрытия 72гР = 7гР (Яггр + Яо) tg2 (45° — J = = 1,8(0,85+0,56)0,333 = 0,845 т/м2. ' Нпр = 4,00-/0,15 + 0,70 = 4,85 м; =0,15 + 0,70 = 0,85 м; Яо=ЮОО: 1800 = 0,56 м; / го \ / 2 0 ° \ tg2 М5° - = tg2 45° —— = tg2 30° = 0,333. \ 2 / \ 2 / Упругие деформации от единичных усилий, равны: 169
для нижнего края °п — '°12 — &21 1 — 1,25^- Иц 1 1 _ 1,25-.— Иц ’ 5[:1 — 2 51ц 2 °22 — для 1 - 0,25 — 1 - 1,25 — Лц верхнего края „3 51ц 1 - 1,25-^- 12 1-1,25-^ 1 - 0,25 1 - 1,25-^- 12 . 0,99 = 1,103; 0,90- п _ . -----— 0,546 2 0 993 = 0,530; 2 1 + 1,25^- /2ц ________1 1 + 1,25 4^- ^2ц 1 +0,25 4^ &,2 = --------- 1 + 1,25 — /2ц ^12 — ^21 52ц — 2 52ц т 52ц 1 4-1,25 8 1 + 1,25-^i 1+0,25-^- 2 14125-^- 8 0,81 = 0,719; = 0,242. 2 5И — 2 21— = 0,291; 2 Упругие деформации от давления воды равны: для нижнего края °1<7 — 51ц 4/ц 'qiB' hu . _ 51ц 027 — 71в ^2ц 0,994 . 8 П1„П1 4-4 '4* 12 -°-1601’ 0,994 4 •4 = 0,961; для верхнего края J. __ 52ц _ 0,814 1П7С. Si? — • <7»в — 4 • 4— 0,1076, S27 = 0; Упругие деформации от давления грунта равны: для нижнего края j. __ 8?ц / /?2ц \ 0,994/оо.о 12 п о._\_____ 15 “ 4/„ \ 9,гр Лщ ~ ?2г’ )-(3,243 18 ~ °’84У = - 0,0767; ио
82, = —+ <7!гр = - -°4— • 3-243 = -°>779i для верхнего края $2ц “ 4/ц Л in — 1,043 + \ 0Я14/ 18\ - 71гр + ?2гр + = - -ГТ" - 3.243 + 0,845 = /?2ц / 4г • \ / = + 0,0533; =----+ ?2гр = - °114 0,845 = - 0,0909. q-. Усилия М и Q определяются по формулам (67), уси- лие N — по принятым размерам конструкции и объемным ве- сам материалов. В случае, когда резервуар наполнен водой, а засыпка во- круг него отсутствует, лл 0,1601-0,530-0,961.0,546 . м /Ии = —------------------------= — 1,534 тм; 1,103 • 0,530 —0,5462 • ( 2,500 • О’1-2^-0’-!8- . 4 j _1_ (2,200 • 0,02 -2-4)= = 2,895 т; „ 0,961-1,103-0,1601.0,546 , 1,103.0,530 — 0,5462 (-0,1076)0,242 — 0-0,291 п опо М2ц =v---------————— = — 0,292 тм; 0,719 • 0,242 — 0,2912 = (10 + 120 + 375 + 44) —|—= 1043 «г «1,043 т; Q2u = 19 - 0,1076) -0,291 т '6)719 • 0,242 —0,2912 В случае, когда воды в резервуаре нет, а засыпка него имеется, ,. (- 0.0767) • 0,530 - (- 0,779) • 0,546 , . ... М 1ц =--------------------------------- = “Г I,o4U вокруг ТМ; 1,103 0,530 — О,5462 Nm = 2,895+ (1,260+ 1,000)-^- = 7,189 т; (-0,779) - 1,103-(-0,0767) - 0,546 о осл =------------------------------------- —— 2/, о О U Qin -Л+ц 1,103 0,530 — 0,5462 0,0533 • 0,242 - (- 0,0909) • 0,291 . п . .о ---------------------------------------- и, 442 0,719 - 0,242-0,2912 М2ц = 1,043 + (1,260 + 1,000) 5,337 т; т; ТМ; 171
(- 0,0909) 0,719 - 0,0533 • 0,291 Ч2и =------------------------------------— — 0,906 т. 0,719 • 0,242 — 0,2912 Относительный эксцентриситет е0: h = M : Nh составляет: в сечении сопряжения цилиндрической стенки с днищем, если резервуар наполнен водой, засыпка вокруг него отсут- ствует, — 1,534 : (2,895 • 0,18) =2,94; если воды в резервуаре, нет, засыпка вокруг него имеется, — 1,340: (7,189 • 0,18) = 1,03; Рис. 66. Эпюры ЛСцИ Т2оц , возникающие в цилиндрической стенке при наличии воды в резервуаре и отсутствии засыпки вокруг него, в сечении сопряжения цилиндрической стенки с покрытием, если резервуар наполнен водой, засыпка вокруг него отсут- ствует, — 0,292 : (1,043 • 0,12) =2,33; если воды в резервуаре нет, засыпка вокруг него имеется, — 0,442: (5,337 • 0,12) =0,69. Поскольку цилиндрическая стенка резервуара рассчитыва- ется на трещинообразование, то худшим случаем для расчета является тот, когда резервуар наполнен водой, а засыпка во- круг него отсутствует, так как в этом случае относительные эксцентриситеты наибольшие. Усилия в цилиндрической стенке и определяют- ся в сечениях через 0,5 м по высоте ее по формулам (69), а входящие в них величины — по формулам (68). Усилия Qcpn не определяются, так как вызываемые ими ска- лывающие напряжения, а следовательно, и главные косые на- пряжения незначительны. Значения усилий приведены в таблицах 12—17. Величины усилий Т^рц у днища и покрытия получились отличными от нуля вследствие накопления погрешностей отто- го, что толщина стенки принималась постоянной, один раз равной толщине ее у днища, а другой раз — толщине ее у по- крытия; фактически же высота стенки переменная. Эпюры Л4<рЦ и приведены на рис. 66. 172
Таблица 12 Значения величин М'?а = ’ll + (Мщ + $1ц С1ц) 1)2 = — 1,5347)1 + (— 1,534+0,99-3,390)^ = — — 1,534 т] [ + 1,8221],, Зоны х (от низа) в м <Р= =x:slu = = х: 0,99 ’ll ^2 -l,534ij[ +1,8227)2 w ч Й к I 0 0 +1,0000 0' —1,534 0 —1,534 0,5 0,505 + 0,5283 +0,2918 —0,810 +0,532 —0,278 1,0 1,010 +ОД 940 +0,3083 —0,298 +0,562 +0,264 II 1,5 1,515 +0 0126 4 0,2195 —0,0193 +0,400 + 0,381 20 2,020 -0,0575 +0,1196 +0 0882 +0,218 +0 3062 III 2,5 2^525 -0,0653' +0,0464 +0,1002 +0,0845 +0,1847 3,0 3,030 —0,0480 +0,00548 +0,0736 + 0,0100 +0,0836 IV 3,5 3,535 —0,0270 -0,01111 +0,0414 —0,0203 +0,0211 1 V 4,0 4,040 -0,0110 —0,01374 +0,0169 —0,0250 —0,0081 Таблица 13 Значения величин /ИфЦ = М2ц < + + $2ц <?2ц ) ^ = -0-292 <+ (- 0,292 + 0,81 X Х0,351)-г)2=—0,292^f —0,008 1)2 Зоны х (от верха) в м ? = —х:$2ц =л:0,81 ’ll ^2 — 0,292т) [ —0,008т)" М' В тм I 4,0 4,94 + 0,0013 — 0,00698 -0,00039 1 0,0000558 —0,0003 3,5 4,32 — 0,00512 — 0,01228 +0,00149 +0,0000982 +0,0016 3,0 3,70 — 0,0210 — 001310 +0,00614 + 0,0 01048 +0,0062 Ц 2,5 3,09 — 0,0454 + 0,00238 + 0,01323 —0,0000160 + 0,0132 2,0 2,47 — 0,0661 + 0 0528 +0,01930 • -0,0004224 +0,0189 III 1,5 1,85 — 0,0430 + 0,1512 +0,01254 —0,0012096 +0,0113 1 0 1,235 + 0 0965 + 0 2744 —0,0282 —0,0021952 —0,0304 IV 0,5 0,617 + 0,4406 + 0,3116 —0,1285 —0,0024928 —0,1310 0 о - + 1,0000 0 —0,2920 • 0 —0,2920 ) 173
174
Таблица 15 Значения величин T2tpu ^«pn 1г ,1 2-9 31 ^Г“[ Ч-( м1ц + 51ц С?щ ) <] = - 1,534^2 — — 1,822 7)[] =— 29,3627)2 — 34,875 tjJ Зоны х (от низа) в м ?= = ^1ц = =л:0,99 ’ll ^2 —29,362 т) 2 -34,875т); Ь, са I 0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 0 0,505 1,010 1,515 2,020 2,525 3,030 3,535 4,040 + 1,0000 +0,5283 +0,1940 +0,0126 —0,0575 —0,0653 —0,0480 —0,0270 —0,0110 0 + 0,2918 + 0,3083 + 0,2195 + 0,1196 + 0,0464 + 0,00548 — 0,01111 — 0,01374 0 — 8,568 — 9,523 — 6,445 — 3,512 — 1,362 — 0,161 + 0,326 + 0,403 —34,875 —18,424 — 6,766 — 0,439 + 2,005 + 2,277 + 1,674 + 0,942 + 0,384 —34,875 —26,992 —16,289 — 6,884 — 1,507 + 0,915 + 1,513 + 1,268 + 0,787 II III IV Таблица 16 Значения величин Т^юц 2г 2 9 38 = -2- [М2ц Ъ - (Л12ц + 52ц (?2ц )< ]=-^Г (-о,292< - 0,008-^7) = = — 8,349 7)2 — 0,229 7)1 Зоны х (от верха) в м 11^00 и л? ^Ч Н II II ft - 8,3497); — 0,229т]'; Т" 1 2иц В Т I 4,0 4,94 + 0,0013 — 0,00698 + 0,058 — 0,0003 + 0,058 3,5 4,32 — 0,00512 - 0,01228 + 0,103 + 0,0012 + 0,104 3,0 3,70 — 0,0210 — 0,01310 + 0,110 + 0,0048 + 0,115 11 2,5 3,09 — 0,0454 + 0,00238 — 0,020 + 0,0104 — 0,010 — 2,0 2,47 — 0,0661 + 0,0528 — 0,441 + 0,0151 — 0,426 III 1,5 1,85 — 0,0430 + 0,1512 — 1,262 + 0,0098 — 1,252 — 1,0 1,235 + 0,0965 + 0,2744 — 2,291 — 0,0121 — 2,303 IV 0,5 0,617 + 0,4406 + 0,3116 - 2,602 — 0,1010 — 2,703 0 0 + 1,0000 0 б — 0,229 — 0,229 175
Таблица 17 Значения величин Т2уц Т^сц = Т20spu 4- 7'' 2?ц 4- ^2<рц Зоны X (от низа) в я Давление воды 7 (4—х) в т /я2 7’20?ц = =7(4—х)г В т ст S Н -6 7^‘2<рц в г Т’йрц В Т 0 4,000 37,520 —34,875 +0,058 2,703 I 0,5 3,500 32,830 —26,992 +0,104 5,942 — 1,0 3,000 28,140 -16,289 4-0,115 11,966 II 1,5 2,500 23,450 —6,884 —0,010 16,556 — 2,0 2,000 18,760 —1,507 —0,426 16,827 III 2,5 1,500 14,070 4-0,915 —1,252 13,733 , ,, ,,— 3,0 1,000 9,380 +1,513 —2,303 8,590 IV 3,5 0,500 4,690 + 1,268 —2,703 3,255 4,0 0,000 0,000 +0,787 —0,229 0,558 Примечание. В таблицах 15—17 знак + указывает, что Т 2?ц явля- ется усилием растяжения, а знак —, что оно является усилием сжатия. Подбор сечений в вертикальном направлении. В связи с не- большой разницей между абсолютными величинами изгибаю- щих моментов, возникающих в цилиндрической стенке резер- вуара в вертикальном направлении в рассмотренных двух слу- чаях (при учете соответствующих коэффициентов), вертикаль- ная арматура стенки подбирается симметричной по усилиям, возникающим в случае, когда резервуар наполнен водой, а за- сыпка вокруг него отсутствует. Образование трещин в бетоне не допускается. Сечение стенки у днища: Мн =Ж?Ц = 1,5343 тм', = 2,895 г; &=100 см; Л = 18 см; а — а'=3 см; hQ—h—(7=18—3=15 см; е0 = Л1н : = 1,5343 : 2,895 = 0,53 ж = 53 см; e0:h=53: 18 = 2,95«3, следовательно, изгиб преобладает. Предварительно определяется площадь поперечного сече- ния арматуры в растянутой, а следовательно, и в сжатой зо- не при (7а = ₽а =2100 KCjCM2. 176
М* _ Г3430 z=r -> ..., — ---: . - -------- —— 0,0/ СМ * оа • 0,875 -Ло 2100 - 0,875 • 15 Принимается Fa=Fa = 6 04 ел/2—120 8. Расчет на образование трещин внецентренно сжатых элемен- тов, выполняемых без предварительного напряжения, соглас- но СНиП-62, гл. 11-16.1 производится по формуле где М* —момент внешних сил, расположенных по одну сторо- ну от рассматриваемого сечения относительно ядро- вой точки, наиболее удаленной от зоны сечения, трещинообразование которой проверяется; We —момент сопротивления приведенного сечения для ра- стянутого краевого волокна, определяемый с учетом пластических свойств бетона; —нормативное сопротивление бетона при осевом ра- стяжении. Расстояние ядровой точки от центра тяжести сечения равно гя =П7о:Гпр, где Го—момент сопротивления приведенного сечения, опреде- ляемый по правилам сопротивления упругих материа- лов; FПр—площадь приведенного сечения. Момент сопротивления приведенного сечения для растяну- того краевого волокна определяется по формуле 2/с Гб - , Р Sp, h — х р где С —момент инерции сжатой части приведенного сечения относительно нулевой линии; Sp—статический момент растянутой части приведенного сечения относительно нулевой линии. Положение нулевой линии сечения определяется в предпо- ложении отсутствия продольной силы из условия <? = . р дс 2 р ’ где Sc —статический момент сжатый части приведенного сече- ния относительно нулевой линии;. Fp —площадь растянутой части приведенного сечения. |7? 12—200
Fnp = bh + n(F. + F;) = 100-18+12(6,04 + 6,04) = 1945 см2; 1 I h \2 'th V / np= ^2 bh3 + nF* (~2 ~ a J + nF* (“2 —a' j = 1 /18 \2 /18 \2 = _L . 100 • 183+ 12 • 6,04 I 7? - 3 1 + 12 • 6,04 — - 3 I = 12 I 2 } у 2 J = 53818 см4; U70 =/„p: A = 53818 : =5980 ел3; r^-.F^ =5980 : 1945 = 3,07 cm; Мяв = JVlu(e0—гя )= 2895(53—3,07) = 144547 кгсм- 1.4455 тм; Sc = l-bx^+nF'a, (x—a')— l-100’X2 + Л £ +12 • 6,04 (x—3) = 50x2 +72,48x—217,44; fp =b(h—x)+nFa = 100(18—x) +12 • 6,04 = 1872,48—100x; 2SC я= (h—x)Fp ; 2(50x2 + 72,48x—217,44) = (18—x) (1872,48—100%); x=9 cm; jc ^Ibx^ + nFb (x—a')2= 4"* 100'93+ 12 • 6,°4(9—3)2= о о = 26909 см4; Sp = L b(h—x)2+nFa (h—x—a)= -1100(18—9)2+ /л + 12- 6,04 (18—9—3) = 4485 cm\ ivz 27^ ic 2*26909 , A„ We = т-----f-£p = —гб---к h 4485 =10465 cm5; tl — X lo — У R»W6 = 16 • 10465= 167440 кгсм= 1,6744 тм; = 1,6744 тм>М^ = 1,4455 тм, следовательно трещины не образуются. 178
Расчет на образование трещин в сечениях на расстоянии 1,5 м от днища (М= 4-0,3942 тм) и у (Покрытия (М =—0,3001 тм) дает положительные результаты и не приводится. Подбор сечений стенки . г t —/?? .) । ; i ; при работе ее в кольцевом направлении. При подборе сечения кольцевой арма- туры цилиндрическая стенка резервуара разде- лена на зоны: верхнюю — шириной 1 м от верха ре- зервуара, среднюю — ши- риной 2 м, нижнюю—ши- риной 1 м от низа резер-, вуара. Несущую способность ('топки проверяем с уче- том недопустимости обра- зования трещин (табл. 18) но формуле При этом в пределах каждой зоны учитываем наименьшую толщину стенки и наибольшее кольцевое усилие. Коль- цевая арматура принята двойная симметричная. рис 67. Конструкция цилиндрической Конструкция стенки стенки резервуара: /—защитный слой 2,5 см. представлена на рис. 67. . • I !1. Н 1 ( г ш i { Таблица 18 Определение несущей способности стенки Зоны 1 о Площадь сечения бетона В см2 Армату- ра на 1 м зоны п0 в мм { Площадь сечения арматуры ?а в см2 । .( • <' г Несущая , способ- ность А в кг т . Усилие, получен- ное по расчету Тiy-a. в кг Верхняя .... 100X12=1200 200 8 10,06 21600 8590 Средняя .... 100X13,5=1350 200 8 10,06 24300 16827 Нижняя .... 100X16,5=1650 20 0 8 10,06 29700 11966 179
Цилиндрический подземный резервуар со стенкой из предварительно напряженного железобетона Запроектировать резервуар, рассмотренный в предыдущем примере, с цилиндрической стенкой из предварительно напря- женного железобетона, не связанной с покрытием и днищем. Покрытие и днище предусматриваются безбалочные, как в предыдущем примере, но с учетом того, что по контуру они опи- раются свободно. Расчет предварительно напряженной цилиндрической стенки. Для цилиндрической стенки резервуара приняты материалы: бетон марки 300 с нормативным и условным расчетным со- противлениями в кг/см2: На сжатие осевое . ₽„р =210; /?пру = 130 при изгибе . . а . /?"=260; =160 На растяжение осевое 7?” =21; /?ру =10,5 при расчете предварительно на- пряженных конструкций на об- разование трещин « f . R т =14,5 арматура ненапрягаемая из горячекатаной круг- лой стали класса А-I с нормативным и условным расчетным сопротивлениями в кг1см?: На растяжение и сжатие . . jR” = 2400; jRay =2100 арматура напрягаемая из стали периодического профиля горячекатаной класса А-П с нормативным и условным расчетным сопротивлениями в кг/сж2: На растяжение и сжатие . . /?”=3000; RHy =2700 Характеристики материалов приняты по СНиП-62, гл. II-16.1. Нормативные модули упругости: бетона Е* =340 000 кг!см?, арматуры Е, =2 100 000 кг/см2. Толщина сердечника предварительно принята 0,10 м, так как она получается равной: вверху (по формуле 105) £в=0,06+(0,004-9,38)^0,10 ж; внизу (по формуле 106) Я ОЧ . 1 5 = . 4 . g 38 ~ 0,06 м. 2100 Характеристика жесткости сердечника = 0,76]/8r" = 0,76 К0,1 • 9,38 = 0,74. 180
Усилия от расчетных нагрузок, возникающие в сердечнике от предварительного напряжения кольцевой или вин- товой арматуры, когда вода в резервуаре и засыпка вокруг не- го отсутствуют, и приходящиеся на участок его протяженностью Ь=\ м = 100 см, при коэффициенте трения между сердечником и днищем /=0,5: М = [(0,010 + 0,120 + 0,375 + 0,044)-^—-+ (2,5 0,1 • 4)]1,1 =2,247 т; QTp =2,247 • 0,5= 1,124 т [по формуле (107)]; х = 0,031 -9,38 ]/*4 = 0,58 м [по формуле (111)]; Чщмкс) =0J4‘ 1,124-0,3223 = 0,268 тм [по формуле (112)]; =2,247— (2,5 -0,1 -0,58)1,1=2,088 т [по формуле (113)]; ^цр = ~ q ’ 1>124?7i=28,495?7i т [по формуле (НО)]; 7^р =28,495-0,3130 = 8,919 т. Вертикальная арматура сердечника принята Fa = Fa = =3,52 см2—7 08 (на 1 пог. м по кольцу). Расстояния от центров тяжести вертикальной арматуры до ближайших поверхностей бетона приняты а — а'= 1,5 см. В рассматриваемом случае ^=Л4^ркс) : ^=0,268: 2,088=0,128 лг=12,8 см, следовательно, внешняя продольная сила N, заменяющая дей- ствие M^KC) и Nm , приложена за пределами расстояния меж- ду равнодействующими усилий в арматуре Fa и F 'а. Несущая способность стенки сердечника при работе ее в диаметральном направлении в этом случае проверяется по формуле AZ5 + 7?ау^а RayFa . При этом расстояние от наиболее сжатых волокон сечения до нейтральной оси определяется из уравнения /?иy5б^ + RayF— RayFа 6=0. 181
В этих зависимостях: ' ^6N —статический момент площади сечения сжатой зоны бето- на относительно точки приложения внешней продоль- ной силы /V; е'—расстояние от точки приложения внешней продольной си- лы N до равнодействующей в арматуре Fa; > \' I , I h . , о Ю . , с п о е = е0 —0- 4 а == 12,8 —— +1,5 = 9,3 см; е—расстояние от точки приложения внешней продольной си- лы N до равнодействующей усилий в арматуре Fa ; е = ео + Л_а=12,8+ ^—1,5=16,3 см. .! < 1 ' . ! , ! 1 При высоте сжатой зоны бетона х х. про- рав- ной 0,7 его марки, получаем: 0,7 • 160(50х2 + 780х) + 2100 • 3,52 • 9,3—2100 • 3,52 • 16,3 = 0; х2 +15,6х—9,24 = 0; х = —— 7,8+ / 7,82 + 9^24 = 0,6 см. = -^bx2+bx I е0 — у = 50х2 + 780 е0 — ту + у; Тогда, учитывая, что установка напрягаемой арматуры изводится при достижении бетоном сердечника прочности, В рассматриваемом случае: ' ‘ , расстояние между центром тяжести сжатой зоны бетона и равнодействующей усилий в арматуре Ze — /г — d — ~ == 10 — 1,5 — %^ = 8,2 см, I Г1, ., . , расстояние между равнодействующими усилий в армату- ре Fa и f; za =h—а—с21 = 10—1,5—1,5 = 7 см, т. е. ?б >га , следовательно, необходима площадь сечения ра- стянутой арматуры . > Ai&KO _ 26800 ’>~^Г-Й0бТ7-1182 см’ что меньше принятой 3,52 см2. 182
Влияние продольного изгиба не учитывается в связи с боль- шой пространственной жесткостью всего сердечника. Усилия от расчетных нагрузок, возникающие в цилиндрической стенке, когда засыпка вокруг ре- (срвуара и временная нагрузка на ней имеются, а вода в резер- вуаре отсутствует, приходящиеся на участок ее -протяженно- стью Ь=\ Л4 = 1ОО см, равны: Л7=2,247+ [(1,260 • 1,2) + (1,000 • 1,4)]^|^- + + (2,5-0,04-4- 1,1)+ (2,2-0,02-4- 1,1) =8,414 г; QTp =8,414-0,5=4,207 т[по формуле (107)]; $т =0,76 0,76+^0,16 - 9,38 = 0,93; х = 0,58 м\ <р = х : slu =0,58 : 0,93 = 0,62; ^1 = 0,4384; 772 = 0,3119; М^р = 0,93 -4,207 -0,3119= 1,220 тм [по формуле (108)]; = 8,414—2,5 (0,10 + 0,04) -0,58- 1,1—2,2 • 0,02 • 0,58 • 1,1 = = 8,181 т[по формуле (113)]; = 2 • 4’207 • »?i°84,864 m [по формуле (110)]; Г<?тр = 84 864 • 0,4384 = 37,204 т. Поскольку при предварительном напряжении кольцевой или винтовой арматуры и боковом давлении засыпки в цилиндриче- ской стенке возникают деформации одного знака, необходимые для проверки достаточности принятой в сердечнике арматуры расчетные величины усилий Л4<рЦ и Т^ц получаются путем суммирования величин этих усилий, возникающих в указанных двух случаях; расчетная величина усилия Nm принимается рав- ной величине его, полученной при наличии засыпки вокруг ре- зервуара и временной нагрузки на ней, когда вода в резервуа- ре отсутствует. При этом учитывается, что нанесенные на сердечник торкре- тированием наружный и внутренний слои цементного раствора имеют марку не ниже марки бетона сердечника и входят в ра- бочее сечение цилиндрической стенки резервуара. Расчетные усилия: Л4^тр = 0,268+1,220= 1,488 тм\ Nm =8,181 т; , 7^=8,919 + 37,204 = 46,123 Д 183
Размеры расчетного сечения: b — 100 сл; Л=16 сл; +а =+'а =3,52 сл2; а = 3,5 сл; а' = 5,5 сл; е0 = Л4?цтр:№= 1,488: 8,181 =0,182 л=18,2 сл; е'=е0— — + а'=18,2— -у +5,5=15,7 сл; е = е0 + — — а = 18,2+ ——3,5 = 22,7 сл; 2 2 с , / h 5б№ ox I Со — = ±&x2 + &xf с0- =50 х2 + 1020 х; 2/2 к 2 / 160(50 х2 + 1020 х) +2100 3,52 • 15,7—2100 • 3,52 • 22,7 = 0; х2 + 20,4 х—6,47 = 0; х= —Ю,2+/10,22 + 6,47 = 0,3 сл, В этом случае г =h-a- — = 16—3,5 - — = 12,35 см; 6 2 2 г —h—а—а'=16—3,5—5;5=7 см; Проверку несущей способности стенки резервуара произво- дим без учета арматуры F' 160(50 х2 + 1020 х)—2100 • 3,52 • 22,7 = 0; х2 + 20,4 х—20,98 = 0; х= —10,2+ V 10,22 + 20,98= 1 сл. Несущая способность стенки резервуара при работе ее в вер- тикальном направлении 160 • 100 • 1—2100 • 3,52 = 8608 кг>8181 кг. Работа сердечника и стенки резервуара в вертикальном на- правлении, когда в резервуаре еще имеется и вода, не рассмат- ривается, так как в этих случаях силы трения, возникающие между сердечником или стенкой и днищем, взаимно пога- шаются. Кольцевая арматура у внутренней и наружной поверхностей сердечника при расчете его на усилие сжатия не требу- ется; принимается она 0 8 мм и устанавливается по высоте сердечника через 20 см, что удовлетворяет указаниям СНиП-62, гл. II-16.1. Дальнейший расчет сердечника и цилиндрической стенки резервуара приведен в таблицах 19—23. 184
Таблица 19 Значения величин Ttyu. (растяжения) в сердечнике при наличии воды в резервуаре и отсутствии засыпки вокруг него (Коэффициент перегрузки для гидростатического давления воды принят п-1,1) Зоны Расстоя- ния от низа сер- дечника до цент- ра зоны X в м =х:0,74 ’ll II + 01 t- н я - ш Е- II Гаосрц = = 1,1.-9,38 (4-л) в т Т^и. = — 7зо<рц —• уфтр 2<рц В Т 1 0,5 0,676 +0,3974 + 11,324 36,113 24,789 11 1,5 2,027 —0,0578 —1,647 25,795 27,442 III 2,5 3,379 —0,0331 —0,943 15,477 16,420 IV 3,5 4,729 +0,00006 +0,002 5,159 5,157 ч Таблица 20 Значения величин Fh без учета ненапрягаемой кольцевой арматуры сердечника Зоны Т 2срЦ в кг Требуемая 7+ц 7 2<рц R»y “ 2700 В см2 Принятая Fh в СМ2 I 24789 9,18 12,06—6 0 16 II 27442 10,16 12,06—6 0 16 Ш 16420 6,08 8,04—4 0 16 IV 5157 1,91 4,02—20 16 Таблица 21 гр и Значения величин Г20(?ц (сжатия) в цилиндрической стенке как в статически определимой системе, обусловленных боковым давлением засыпки вокруг резервуара (Коэффициент перегрузки для бокового давления засыпки принят л= 1,2) Зоны Расстояния от низа сердечника до центра зоны х в м Давление грунта в центре зоны <?гр =Л7гр (/+р + — —x)t^2(45°- = = 720(5,41 -х) в т/м2 т гр п _ 1 20^“^“ = 9,38<7гр в т I 0,5 3,535 33,159 II 1,5 2,815 26,406 III 2,5 2,095 19,652 IV 3,5 1,375 12,900 185
Таблица 22 Значения величин Т2грц (сжатия) в стенке при отсутствии воды в резервуаре и наличии засыпки вокруг него Зоны Расстоя- ния от низа стенки до цент- ра зоны х в м Т=х:81ц= = х: 0,93 •П1 'Т'Отр __ 1 2<рц =84,864^ в т т ГР 1 20<рц В т 'Р гр / 2<рц = В Т I 0,5 0,538 + 0,5022 4-42,619 33,159 — 9,460 II 1,5 1,613 — 0,0082 — 0,696 26,406 27,102 111 2,5 2,688 — 0.0611 — 5,185 19,652 24,837 IV 3,5 3,763 — 0.0189 — 1,604 12,900 14,504 р а счет несущей нтальной цилиндрической стенки по способности при работе ее в горизо плоскости производится на центральное растяжение по формуле (116), на центральное сжатие — по формуле (117). Таблица 23 Определение несущей способности цилиндрической стенки на центральное растяжение N = (РнуРн 4~ RayFa ) = 2700 Fh -J- 2100 Fa Зоны Fh в см2 2700 FH в кг Fa В СМ2 2100 Fa в кг Несущая способность в кг Расчетное усилие в кг 1 12,06 32562 5,04 10584 43146 24789 II 12,06 32562 5,04 10584 43146 27442 III 8,04 21708 5,04 10584 32292 16420 IV 4,02 10854 5,04 10584 21438 5157 В способности несущей рассматриваемом примере расчет по на центральное сжатие заведомо дает положительный резуль- тат, так как при учете только работы бетона сердечника М = 130 • 100 • 10= 130 000 кг, что значительно больше наиболь- шего кольцевого усилия сжатия Т^ц =27102 кг. Коэффициент продольного изгиба принимается р=1. Определение потерь предварительного напряжения арматуры. Напрягаемая арматура предусматривается в виде отдельных колец, которые обжимают сердечник по криволинейной поверх- ности. Каждое кольцо состоит из 6 звеньев, соединяемых меж- ду собой стяжными муфтами, которыми осуществляется одно- временное натяжение всех звеньев кольца; причем натяжение каждого звена осуществляется с двух сторон. 185
Потери, происходящие до окончания обжатия бетона. Поте- ри, обусловленные деформацией в местах захвата звеньев стяжными муфтами, определяются по формуле (120). При полной длине кольца / = 2яг = 2я • 9,38 = 58,906 м~ 58 906 мм, количестве захватов на кольце 2-6=12, дефор- мации на каждый захват Я?= 1 мм и Л1 = 0 потери составляют п । .. х Еа 2100000 , лос , 2 (X. -4— Х?)- == 12-----------—— 428 kzIcm . ’ I 58906 Потери, обусловленные трением звеньев напрягаемой коль- цевой арматуры о криволинейную поверхность сердечника, определяются по формуле (121). Так как напрягаемая арматура кольцевая, kx=Q. Центральный угол дуги соприкасания одного звена напря- гаемой кольцевой арматуры от его неподвижной точки (сере- дины звена) до места натяжения равен 9>=360°: (6-2) =30°; 0 = <р : р =30°: 57°18' = 0,524. При коэффициенте трения арматуры из стержней периоди- ческого профиля о сухую гладкую поверхность бетона ^ = / = 0,65; ^0 = 0,65-0,524 = 0,34; ^+^0 = 0 + 0,34 = 0,34. Согласно СН 10 = 57, приложение 4, табл. 2 1— ----=0,288. Поскольку сталь, принятая для напрягаемой арматуры, мягкая, <7Н = 0,9/?“ = 0,9 • 3000 = 2700 кг!см2. Величина потерь, обусловленных трением стержней напря- гаемой арматуры о бетон сердечника, равна 0 / 1-----!---^ = 2700-0,288 = 777 ка/сж2. I екх + р-0 I Потери, вызываемые смятием бетона под стержнями коль- цевой арматуры, принимаются равными нулю, так как диа- метр сердечника больше 3 м. Суммарная величина потерь, происходящих до окончания обжатия бетона, равна 428 + 777 + 0=1205 кг!см2. Потери, происходящие после обжатия бетона Потерн от усадки бетона (тяжелого) равны 300 к.г!см2. Потери от ползучести бетона вычисляются по формуле (122) « Так как сто <0,5/?', то второе слагаемое (122) в квадрат- ных скобках не учитывается и выражение для определения величины потерь от ползучести бетона в рассматриваемом слу- 0,75££а R чае имеет вид —-— ---<зб . ЕЖ 187
Для принятого бетона марки 300 Я = 300 кг)см2\ R'=0,7R=^ = 0,7-300 = 210 кг! см2. При арматуре из горячекатаной стали fe = 0,8. Напряжение в бетоне по формуле (123) равно: с01 Об = -—----. /б I Наибольшая величина 7% = 12,06 см2\ а01 = 2700— 1205 = 1495 кг/см2; = F„ — =1,45 Л, кг!смг. Ft„ Ю31 величина напряжения в бетоне сердечника =1,45- 12,06=17,5 кг[см2. величина потерь от ползучести бетона 0,75-0,8-2100000-300 = _д-----1------ ------- . 17,5 = 93 кг/см* f6O=F» + -4r/ra =(100. 10)+ 21°000? (2,52+2,52)= 1031 см% Ев 34UUUU об = Наибольшая Наибольшая 0,75/?£а R -------ОЛ ElRf Потери напряжений в горячекатаной арматуре от релакса- ции определяются по второй из формул (125). Входящая в эту формулу величина сг0' подсчитывается для момента, когда ве- личина предварительного напряжения бетона при воздействии на стенку давления воды снизится до нуля. Такой момент на- ступит при напряжении в напрягаемой арматуре, равном двой- ному предварительному напряжению ее с учетом потерь, про- исходящих до окончания обжатия бетона сердечника, и коэф- фициента точности напряжения 0,9. о'0 = 2 (2700—1205) 0,9 = 2691 кг!см2. Потери от релаксации равны I \ / r6Q1 \ 0,4 0,27-т— - 0,1 а' =0,4 0,27-0,1 2691 = 153 кг!смК \ / \ oUUu у Суммарная величина потерь, происходящих после обжатия бетона без уменьшения на 50%, что идет в запас, равна 3004- + 934-153 = 546 к.г!см2. Расчет цилиндрической стенки на трещин о- образование производится по формуле (119) и приведен в табл. 24. Напряжение в напрягаемой арматуре за вычетом всех по- терь при тт =0,9 составляет тт сго = шт <7о2 = О,9 (2700—1205—546) =854 кг[см2. 1S8
Сжимающее напряжение в ненапрягаемой арматуре прини- мается равным сумме потерь от усадки и ползучести оа = 300 + 4-93 = 393 кг/см2] RyF5 4-(300—cr а + (300 + т т (7оИн =14,5- 100-10-4- 4- (300—393) (2,524-2,52) + (300 + 854) =14032+1154 Fn . Таблица 24 Проверка цилиндрической стенки на трещинообразование Зоны Fa в cjh2 1154 Fh в кг 14032+1154 Ри в кг T’Sfpu в кг I 12,06 13917 27949 24789 II 12,06 13917 27949 27442 Ш 8,04 9278 23310 16420 IV 4,02 4639 18671 5157 О п р е д е л е н и е не пр я же н и I- и у с и л и й, к о н т р О- л иру ем ых при натяжении арматуры, производится с учетом снижения предварительного напряжения вследствие неодновременного натяжения арматуры на сердечник. Натяжение стержней напрягаемой арматуры предусматри- вается группами, количество которых принимается равным 4 (количеству зон). Стержни каждой группы натягиваются одно- временно. Натяжение стержней группами осуществляется в последовательности, определяемой нумерацией зон (снизу вверх), размер которых по высоте сердечника /71 = 0,25/7=1 м, где Н—полная высота сердечника, равная 4 м. Снижение предварительного напряжения в ранее натяну- той арматуре за счет упругого обжатия бетона сердечника усилиями арматуры, натягиваемой позднее, может быть при- нято по выражению (126). Натяжение напрягаемой арматуры в пределах зоны II. Усилие натяжения, приложенное в центре тяжести зоны II Mi =F” гто1= 12,06- 1495=18030 кг. Расстояние от центра диаметрального сечения сердечника до точки приложения усилия N\\ равно е1} = 0,5//—7/1—0,5/7 != 0,5/7—0,25/7- -0,12577 = 0,12577,. Диаметральное сечение сердечника работает на внецентрен- ное сжатие. Среднее напряжение бетона сердечника, обусловленное дей- ствием усилия А’п, в пределах зоны I л п А+ б£ц А°б! = 0,375/7 0,5/7 Fl Н 189
где Fq—площадь сечения сердечника, равная /7<5=4ОО-Ю— 4000 см2. А п 18030 . . 6-0,125// 0 375//\ , а Д<?б1 = —Л —- 1 Ч------------• —----- = 7,04 кг см?; 4000 Н 0,5// / ЛД<$== До” =6,18-7,04 = 43,51 кг/см2. Еб Натяжение напрягаемой арматуры в пределах зоны III. Мп = F"Чх = 8,04-1495 = 12020 кг; ет = — (0,5 H—IF—0,5/7]) = —0,125/7; in Мп (ч । б^п! 0,375// | Аоб'=^г( ^'1^Г 12020 Л 6-0,125// 0,3757/\ —--------- ]--------------------- =131 кг! см-., 4000 I, Н 0,5// ] 12020/. 6-0,125/7 0,125//\ Q .. . Л°"" = 4000( 1 -------И-----0,5H~r ' =6,18-1,31 = 8,10 кг/см2; ntoln = 6,18 • 2,44= 15,08 кг/см2. Натяжение напрягаемой арматуры в пределах зоны IV: Д/,у =ЛУо01= 4,02-1495 = 6010 кг; е}у = - (0,5// — 0,57/0 = - 0,375 Н; » iv Mv (, I 6<?iv 0,3757/\ A°6i = —-— I 1 Н----------- -----• I — Fl k Н 0,5// ] 6010 /j 6-0,375// 0,375//\ _103 4000 \ Н ’ 0,5// ) ~ 6010 4000 6 - 0,375// Н 0,125А/^| = 0,65 кг!см\ 0,5Я ) А TV 6010 / . 6-0,375// 0.125// \ о . 9 Aog]j] =---- 1 Ч--------------- —!---- — 2,35 кг см? 4000 I, Н 0,5// ] пЛо1^ =6,18(—1,03)=—6,36 кг/см? Serini =6,18 • 0,65 = 4,02 кг!см2; пЛаш =6,18-2,35=14,52 кг!см2. Полное снижение предварительного напряжения в напря1- гаемой арматуре вследствие неодновременного натяжения ар- матуры равно: 190
в tone I n \ v,i = /гД^’г + пДсб" + пДоб, =43,51 +8,10—6,36 = 45,25 кг/см2;. в юне II иД5б11 =пДа"п -f“ пДбби = 15,08 + 4,02= 19,10 кг!см2\ н зоне III пДабш = пА’бш — 14,52 кг!см2. Величины контролируемых напряжения оа и усилия в о/1 ном стержне без учета величин цЛсб определяются соот- ветственно по формулам (127), (128). Входящие в эти формулы величины имеют следующие зна- •н кия: сго = О,9Ин =0,9-3000 = 2700 кг/см2-, П = Еа : Е& = 6,18; ^o=SFH(Toi= (12,06+12,06 + 8,04 + 4,02)1495 = 54089 кг- ^п==ЕГбп =1031-4 = 4124 см2-, Fa\ =2,01 см2. о„ = - п = 2700 —6,18 -5-408— = 2619 кг/см2' ° 4124 Nh = Fhi °н =2,01 -2619 = 5264 кг. Полные величины контролируемых напряжений (сги + пДоб У и усилий в каждом стержне FHi (ои +М(7б) по зонам приведе- ны в табл. 25. Таблица 25 1начения величин контролируемых напряжений и усилий в каждом стержне Зоны °н в кг!см2 пДаб в к.г!см~ ан +лДаб в кг1см2 ГН1(сн+лДаб) = =2,01 (ан +«Даб). в кг I 2619 45,25 2664,25 5355 11 2619 19,10 2638,10 5303 III 2619 14,52 2633,52 5293 IV 2619 0 2619 5264 Полученные результаты расчета говорят о том, что приня- тые размеры цилиндрической стенки и содержание арматуры и ней удовлетворяют требованиям СНиП-62, гл. II-16.1, 191
резервуара до нанесения наружной торкретной штукатурки. *> Сечение 1-1 Рис. 69. Конструкция предварительно напряженной цилиндрической стенки круглого резервуара и со- пряжений ее с покрытием и днищем: /—покрытие; 2—торкретная штукатурка; 3—гид- роизол в 2 слоя; 4—слой бетона для создания ук- лона; 5—днище; 6—холодная битумная мастика; 7—горячая битумная мастика. На рис. 68 изображен общий вид круглого резервуара с предварительно напряженной цилиндрической стенкой до на- несения наружной торкретной штукатурки, а на рис. 69 — конструкция предварительно напряженной цилиндрической стенки и сопряжений ее с покрытием и днищем. 192
ГЛАВА III ОПУСКНЫЕ КОЛОДЦЫ § /1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ Опускной колодец представляет собой оболочку, погружае- мую в грунт путем удаления его из-под оболочки и из ограни- чиваемого ею пространства. В большинстве случаев в процес- се погружения оболочка остается открытой сверху, и разработ- ка грунта ведется при атмосферном давлении. В условиях зна- чительного притока грунтовых вод на некоторой глубине опуск- ной колодец может быть снабжен воздухонепроницаемым по- крытием и таким образом превращен в кессон, если это эко- номически оправдано. Опускные колодцы применяются для устройства опор глу- оокого заложения, насосных станций, подземных резервуаров и т. п. в тех случаях, когда выполнение работ по. возведению них сооружений в открытом котловане экономически нецеле- сообразно. Опускные колодцы условно можно разделить по их назначению: колодцы-опоры, колодцы-емкости, колодцы-по- мещения. Практически колодец может отвечать двум, а иногда и всем трем указанным назначениям. Внутреннее пространство колодца, если он служит опорой, может быть заполнено кладкой или хорошо дренирующими ма- териалами или оставаться незаполненным. Оно может быть раз- делено по всей высоте колодца или его части перегородками на отдельные камеры. Таким образом, колодцы бывают одпоячей- ковые— без перегородок и многоячейковые — разделенные на отдельные камеры. Основной частью опускного колодца является оболочка, ко- торая включает наружные стены, снабженные внизу скошен- ной ножевой частью, и перегородки, обычно не имеющие но- жевой части. После окончания погружения оболочки в грунт устраива- ется днище колодца. Выбор конструкции днища зависит от наз- 13 —200 193 4
качения колодца. В тех случаях, когда не требуется увеличе- ния площади опирания колодца на грунт, днище может от- сутствовать. В состав конструкции колодцев, используемых как емкости или помещения, могут быть включены также покрытия, пе- рекрытия, специальные устройства для установки оборудова- ния и т. п. Колодцы могут быть каменные (из кирпичной или бутовой кладки), бетонные или бутобетонные, железобетонные, дере- вянные или деревобетонные, а также стальные. В настоящей главе рассматриваются бетонные и железобе- тонные опускные колодцы. Они имеют ряд преимуществ по сравнению с опускными колодцами из других материалов, а именно: а) бетонные и железобетонные колодцы обладают значи- тельной прочностью и жесткостью и потому хорошо работают при перекосах, защемлении и т. п., когда в одном и том же сечении колодца возникают усилия разных знаков, при этом им может быть придана любая форма в плане и вертикальном разрезе; б) они обычно обладают собственным весом, достаточным для преодоления сил трения грунта по боковой поверхности ко- лодца; при погружении же стальных и деревянных колодцев для этого необходим специальный груз. Железобетонным колодцам может быть придана плавучесть, что позволяет производить их погружение наплаву или с под- мостей на воде; кроме того, железобетонные оболочки при од- них и тех же условиях могут быть значительно тоньше, чем оболочки из каменной и бутобетонной кладки или даже бетона, и, следовательно, при одних и тех же площадях поперечного се- чения колодца и наружном периметре дают возможность полу- чить больший объем внутреннего помещения. По способу производства работ по возведению оболочки бетонные и железобетонные колодцы можно разделить на мо- нолитные, оболочка которых наращивается непрерывно по ме- ре погружения колодца, и сборные, оболочка которых состо- ит из отдельных элементов (рам или колец), устанавливаемых друг на друга по мере их погружения. Сборные опускные колодцы здесь не рассматриваются, по- скольку они применяются, главным образом, при устройстве опор и сооружений сравнительно небольшого поперечного се- чения, а также и потому, что расчет и конструирование эле- ментов сборных колодцев не отличаются от монолитных. Главной конструктивной особенностью сборных опускных колодцев, по сравнению с монолитными, является необходи-. мость такого решения стыков между отдельными элементами, 194
при котором обеспечивается их прочность и водонепроницае- мость, диктуемые назначением колодца и условиями его по- гружения. Очертание колодцев в плане В плане опускные колодцы могут иметь различную форму: круга, прямоугольника ' (реже квадрата), прямоугольника с одной или несколькими перегородками и, наконец, прямоуголь- ника с закруглениями различной формы (рис. 70). В случае, когда колодец служит опорой, его очертание в плане обычно повторяет очертание сооружения (если сооруже- ние опирается на один колодец). В тех случаях, когда соору- жение опирается на несколько колодцев или колодец служит емкостью или помещением, форма колодца в плане обычно имеет второстепенное значение. Наибольшее распространение получили колодцы круглые в плане благодаря следующим их преимуществам. Поскольку интенсивность бокового давления грунта на сте- ны колодцев по всему их периметру в одном и том же уровне чаще всего одинакова, в стенах круглых в плане колодцев без перегородок возникают только напряжения сжатия, восприни- маемые бетоном, и если при этом нет оснований опасаться за- щемления колодца при его погружении, стены колодца могут вовсе не армироваться. Арматура может быть установлена кон- структивно. Круглые в плане колодцы оказывают меньшее сопротивле- ние погружению, так как при одной и той же площади имеют наименьшую по сравнению с колодцами иной формы боковую поверхность, и, следовательно, наименьший необходимый для погружения вес. Кроме того, трение по боковой поверхности круглого в плане колодца распределяется более равномерно и потому опасность перекоса из-за несимметричного «затира- ния» менее вероятна. Гидроизоляция, наносимая на поверхность круглого в пла- не колодца, благодаря отсутствию выступающих углов более надежна и прочна при меньшей затрате гидроизоляционных материалов. Такие колодцы, если они погружаются без водоотлива, бо- лее удобны, так как при выемке грунта из центра колодца они погружаются более равномерно, чем колодцы иной формы. Диаметр круглых в плане колодцев колеблется в весьма широких пределах: от 1 до 30 м и более. Однако в том случае, когда внутренний объем колодца предназначается для размещения оборудования, объем кругло- го в плане колодца может получиться большим, чем прямо.- угольного. 13' 195
При расположении в руслах рек круглая форма менее удоб- на, чем, например, овальная, вытянутая в направлении течения. Рис. 70. Формы опускных колодцев в плане: а—круглый; б—круглый с перегородкой; в—овальный; г—овальный с одной перегородкой; д—овальный с двумя перегородками; е—пря- моугольный; ж—прямоугольный с одной перегородкой; з—прямо- угольный с двумя параллельными перегородками; и—прямоуголь- ный с двумя взаимно перпендикулярными перегородками; к, л—слож- ного очертания под опоры мостов. В некоторых случаях форма колодца в плане диктуется конфигурацией фундаментов смежных зданий. Прямоугольные в плане или прямоугольные с закругления- ми колодцы дают возможность лучшего использования пло- 196
щади внутреннего их пространства. Поэтому большинство ко- лодцев, предназначенных для подъемных водопроводно-кана- лизационных сооружений, в 1920—1935 гг. проектировались прямоугольными, иногда даже в ущерб экономической целе- сообразности. При условиях, оправдывающих проектирование некруглых колодцев, следует стремиться к симметричным в плане решени- ям, учитывая при этом, что холодны с промежуточными сте- нами в двух направлениях (рис. 70,и) более целесообразны, чем с промежуточными стенами, расположенными в одном направлении (рис. 70, ж, а), поскольку начавшийся в процес- се погружения колодца крен значительно легче исправить в первом случае, чем во втором. Размеры колодцев в плане диктуются их назначением и гидрогеологическими условиями местности. Форма колодцев в вертикальном разрезе На рис. 71 представлены возможные варианты вертикаль- ных разрезов колодцев. Наиболее рациональным из них будет тот, который при заданной прочности даст наименьший, необ- ходимый для погружения вес бетона и вместе с тем будет наи- более прост в изготовлении. Вертикальные стены колодца (рис. 71, а) наиболее просты в изготовлении. Колодцы, наружная поверхность которых вер- тикальна (рис. 71, а, е, ж), наиболее удобны при погружении, так как вертикальные стены являются хорошими' направля- ющими в грунте и опасность перекосов для таких колодцев сравнительно невелика. Заданная прочность стен по всей вы- соте колодца при их постоянной толщине может быть обеспе- чена соответствующим изменением содержания арматуры. Вместе с тем сила трения грунта по вертикальной наружной поверхности стен колодца увеличивается по мере его погру- жения и потому эта форма нерациональна в том случае, ког- да колодец погружается в грунты, обладающие большим тре- нием, или в вязкие липнущие глины. Силы трения грунта по боковой поверхности колодца мо- гут быть уменьшены или путем подачи воды в пространство между стенами колодца и грунтом, или при помощи придания стенам колодца особо гладкой поверхности, или, наконец, при- данием стенам колодца форм, изображенных на рис. 71,6, в, д, з, и. Коническая форма колодца с наклоном стен к вертикали 1 : 80 4-1 : 100 (рис. 71,6) . может быть рекомендована при про- хождении вполне однородных сыпучих грунтов при условии систематического и тщательного контроля за вертикальностью погружения колодца. Однако и при этих условиях лучшей яв- 197
ляется форма, изображенная на рис. 71, г, с одной ступенью, причем высота ступени может колебаться от 2 до 6 м. При Рис. 71, Формы стен колодцев в вертикальном разрезе: а—колодец с вертикальными стенами постоянной тол- щины; б—конический колодец со стенами постоянной толщины; в—конический колодец с вертикальной внут- ренней поверхностью стен; г—колодец с одной ступенью; д—колодец со ступенчатыми стенами и гладкой внут- ренней поверхностью стен; е—колодец со стенами пере- менного сечения и вертикальной наружной их поверх- ностью; ж—колодец со ступенчатыми стенами и гладкой наружной поверхностью; з, и—купольные формы стен колодца. этом сила трения в пределах утолщенной нижней части может быть учтена достаточно точно, верхняя же часть испытывает трение грунта с нарушенной структурой, то есть небольшое. 198
Применение многоступенчатой формы (рис. 71, д) нецеле- сообразно, так как получаемая экономия бетона не оправды- вает затрат на усложнение производства работ. Непригодна она также и для каменных или кирпичных колодцев, так как применение этих колодцев в грунтах со значительным трением вообще не может быть рекомендовано, поскольку работа неар- мированной кладки на растяжение при заклинивании верхней части первой ступени нежелательна. Для неармированных ко- лодцев предпочтительнее коническая (пирамидальная) форма (рис. 71, б, в). Целесообразность придания уклона внутренней поверхности наружных стен колодца (рис. 71, е) или устройство ступеней внутри колодца (рис. 71, ж) с целью уменьшения толщины верхней части стен в каждом отдельном случае должна быть оправдана экономически, так как подобная конструкция стен требует устройства более сложной опалубки. В случае погружения колодца с помощью грейфера, осо- бенно без водоотлива, наличие уступов внутри колодца неже- лательно и от подобной формы стен следует отказаться или в крайнем случае уступы делать не горизонтальными, а с укло- ном не более 30° к вертикали. «Купольные» формы (рис. 71, з, и) применяются при необ- ходимости значительного увеличения площади опирания ко- лодца, они целесообразны в том случае, когда весь внутрен- ний объем колодца заполняется кладкой. § 2. ПРОВЕРКА ОСНОВНЫХ РАЗМЕРОВ КОЛОДЦА Задавшись формой и основными размерами колодца, сле- дует произвести проверку прочности основания, как для обыч- ного фундамента. Напряжения в основании при центральном действии нагрузок равны SP F (132) В том случае, когда вертикальные силы приложены вне- центренно или имеются горизонтальные силы, краевые напря- жения в грунте определяются как для обычного внецентренно нагруженного фундамента по формуле ВР Смкс — z ± мин р ъмх + вм, (133) где ^Р—сумма всех вертикальных сил, действующих выше плоскости опирания (вес оболочки, днища, запол- нения и вес грунта на выступающих частях); 199
F—принятая площадь опирания подошвы колодца; ЯМ*, —сумма моментов всех действующих сил относи- тельно соответствующей главной оси плоскости опирания; Ц7г, 1ГУ •—моменты сопротивления площади опирания отно- сительно тех же осей. Подошвой колодца при расчете его как фундамента сле- дует считать нижнюю поверхность днищ? и ножевой части стен. Для прямоугольных в плане внецентренно нагруженных колодцев со сплошным днищем при условии, что силы действу- ют в одной из главных плоскостей, краевые напряжения опре- деляются из выражения = (1 ± -Т-) - (>34) МИН Г \ U / sm где е=-------эксцентриситет приложения равнодействующей T/F всех сил, действующих выше плоскости опира- ния, относительно оси, проходящей через центр тяжести площади опирания перпендикулярно к плоскости действия сил; Ъ—размер прямоугольника (площади опирания), перпендикулярного к той же оси. Найденные напряжения сравниваются с допускаемыми в со- ответствии с НиТУ 6-48 (при расчете по предельному состоя- нию— с расчетными сопротивлениями согласно НиТУ 127-55). В случае, если условия прочности удовлетворены, производится проверка устойчивости на опрокидывание обычным способом, причем коэффициент устойчивости принимается в соответствии с указаниями СНиП либо специальных технических условий. В связи с тем, что колодец значительно заглублен в грунт, проверка устойчивости на сдвиг по основанию’ может не про- изводиться. В каждом отдельном случае вопрос о том, следует ли при расчете основания учитывать действие сил трения грунта о бо- ковую поверхность колодца, решается с учетом гидрогеологи- ческих условий. Пассивное давление грунта (отпор) при расчете колодца на опрокидывание может учитываться, однако следует принимать не более 0,25 его величины, так как значительное смещение колодца в направлении действия горизонтальных сил, вызы- вающее появление отпора полной величины, нежелательно. При ступенчатых формах колодцев отпор учитывается только для нижней ступени. 200
Для определения собственного веса колодца, необходимого для расчета, толщину степ можно предварительно принять рав- ной 25—40 см, а толщину днища — 75—150 см. Принятую толщину стены необходимо проверить расчетом. Общий вес ко- лодца Q с учетом взвешивающего влияния воды (если колодец погружается без водоотлива) должен быть больше силы тре- ния Т наружных стен колодца по грунту. Для однородного грунта величина удельной силы трения возрастает по прямолинейному закону от нуля, у дневной по- верхности — до некоторой величины fo на глубине, примерно рав- ной 5 м. Ниже 5 м удельная сила трения остается постоянной. Принимая эпюру изменения удельной силы трения в виде тра- пеции (рис. 71, а), величину силы трения можно найти по формуле Т = U(H — 5)/0 + и • 5 • -Л- = U(H - 2,5)/„, где U—периметр наружных стен колодца в м\ Н—глубина погружения колодца в м\ fo—удельная сила трения в т/м2. Если колодец проходит разнородные грунты, берется невзвешенное значение удельной силы трения, равное А ‘ si 4~/г • $2 4" • • • 4~А • sn si + s> 4" • • • + s« Здесь fi, fy, , fn—принимаются в зависимости от грунта; Si, $$?-, . . . , sn—мощности слоев соответствующих, грунтов. Удельная сила трения колодца по грунту в т/м2 следующая:: сред- (136) рода При трении грубо обработанной деревянной поверх- ности стенки по песку и гравию .... ... 3,0 по глине ...................................... 2,5 При трении поверхности стальных листов с заклепками по песку и гравию................................2,5 по глине......................................1,5 При трении стенки из бутового камня по песку................................3,0 по глине......................................2,5 При трении поверхности грубо оштукатуренной и не- оштукатуренной бетонной по глинам и суглинкам средней пластичности . 1,2—2,0 по высокопластичным (липнущим) глинам и гли- нам с включением гравия......................2,5—5,0 по супесям и илам............................1,2—2,5 по мелким пескам.............................1,5—2,0 по пескам средней крупности .... 2,0—2,5 по гравию ...................................2,0 по крупным гравелистым пескам .... 3,0 по плывунным грунтам.........................1,2—2,5 201 4
Для железненной оштукатуренной бетонной поверхности величины /о могут быть приняты равными 0,7 от величин f0, принимаемых для неоштукатуренной бетонной поверхности. Если стены колодца наклонные, можно снижать величи- ну fo, принимая ее равной /о =/0 • sin а, (137) где а—угол наклона стен к горизонту. Определив вес колодца Q и силу трения Т, можно найти коэффициент погружения /<п. Считая, что минимальное значение Кп, при котором еще воз- можно погружение колодца, равно 1,15, критерием правильно- го (исходя из условий погружения колодца) назначения тол- щины стен колодца является соблюдение условия Кп = ~2_>1Д5. (138) Если это условие не соблюдается, следует изменить тол- щину стен и вновь проверить напряжения в основании. Уточнение отдельных размеров оболочки колодца при ее статическом расчете и конструировании обычно не влияет ни на габаритные размеры, ни на глубину заложения колодца. § 3. ОБЩИЕ УКАЗАНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ КОЛОДЦЕВ Конструкция элементов оболочки В опускных колодцах, служащих опорами глубокого зало- жения, ограничиваются только устройством скошенной ноже- вой части внизу наружных стен. В стенах колодцев, используемых как емкости или помеще- ния, кроме ножевой части, предусматриваются пазы или вы- ступы для опирания покрытия, перекрытий и днища, отверстия для пропуска трубопроводов, а также закладываются при бе- тонировании пробки для крепления лестниц и другого обору- дования, устанавливаемого после погружения колодца. В этих колодцах необходимо, кроме того, предусматривать гидроизоля- цию стен. Нанесение битумных материалов на внешнюю поверх- ность колодца мало эффективно, так как при погружении ко- лодца истирается не только гидроизоляция, но и материал стен, причем наиболее сильно в нижней части колодца, особенно при прохождении песчаных и гравелистых грунтов. Малый эффект дает и нанесение гидроизоляционного битумного слоя на внут- реннюю поверхность стен колодца, так как гидроизоляция мо- жет быть повреждена давлением воды, просачивающейся через толщу стены. 202
Лучше внешнюю поверхность наружных стен колодца (а также поверхность внутренних стен со стороны воды) по- крывать 2—3-сантиметровым слоем штукатурки состава 1:2 (цемент: песок) с последующим железнением его поверхности. Улучшение гидроизоляционных качеств слоя может быть до- стигнуто путем введения в раствор церезитового молока. Для оолее высококачественной штукатурки применяют безусадоч- ный цемент, но при этом раствор должен наноситься не позд- нее получаса после его приготовления. Можно применять также торкретную штукатурку, наноси- мую с помощью цемент-пушки в 3 слоя. Первые 2 слоя нано- сятся толщиной по 8 мм. Затирка производится по свежена- нссогшому третьему слою толщиной 5—8 мм. Этот слой дол- жен включать только мелкий песок. Для штукатурки приме- няется цемент марки не ниже 300. При повышенных требованиях к гидроизоляции применяет- ся внутренняя оклеенная или обмазочная изоляция. В этом случае стена выполняется двойной. Сначала бетонируется на- ружная часть стены с ножевой частью. Затем внутренняя по- верхность оклеивается 3—4 слоями гидроизола на нефтеби- ।умной клебемассе («оклеенная изоляция»). Стыки каждого из слоев осуществляют внахлестку с шириной нахлестки 10 см, причем стыки смежных слоев должны располагаться враз- бежку. «Обмазочная» гидроизоляция заключается в последователь- ном нанесении 4—5 слоев битумной массы (битум, растворен- ный в бензине с заполнением в виде асбестового волокна, ху- же хлопковых или льняных очесов). Последующий слой может наноситься только после полного высыхания предыдущего. После оклейки или обмазки несущей части стены бетони- руется внутренняя часть стены («рубашка») толщиной 10— 12 см, предохраняющая изоляцию от механических поврежде- ний и воспринимающая давление фильтрующейся воды. Следует учесть, что применение гидротехнического бетона при бетонировании стен и днища колодца повышает их водо- непроницаемость и в некоторых случаях позволяет отказать- ся от применения дополнительных мер по водоизоляции. Нижняя (ножевая) часть наружных стен служит для об- легчения погружения колодца в грунт, предохранения про- < f ранства, ограждаемого колодцем, от наплыва грунта и пере- распределения местных напряжений, возникающих при встре- че с валунами, топляками и т. д., на большую площадь стены. Нижняя грань ножевой части снабжена ножом, состоящим и i горизонтальной поверхности (банкетки) и режущей кромки, являющейся продолжением наружной поверхности стены ко- лодца. 203
Проектировавшийся в прошлом клинообразный нож бег банкетки применять не следует, так как при наличии грунтов различной плотности у противоположных стенок колодца или каких-нибудь препятствий с одной стороны колодца большая горизонтальная составляющая реакции грунта может вызвать отклонение колодца от вертикали. При наличии горизонталь- ной банкетки возникают преимущественно вертикальные реак- ции грунта, и резец не отклоняется' в сторону. Ширина банкет- ки принимается от 100 до 350 мм в зависимости от плотности проходимых грунтов. Нож должен быть достаточно прочным. Его выполняют из дерева, стали или железобетона, усиленного сталью. Слабый нож при плотных грунтах ухудшает погружение колодца, так как большая деформация ножа вызывает отклонение колодца в сторону. При слабых грунтах ширину банкетки следует назначать равной 250—300 мм (большей, чем при наличии прочных грун- тов), угол заострения (к вертикали) — 45—60°. Вполне ра-. циональна как обычная (рис. 72, а), так и трапецеидальная форма ножа с вертикальным участком у скошенной грани (рис. 72, в, е, ж). Банкетка может быть усилена только у ре- жущей кромки крупным уголком (рис. 72,6), а в случае осо- бо слабых грунтов оставаться не усиленной или усиленной де- ревом по всей ее ширине (рис. 72, г, д). Усиление деревом тру- доемко и малопрочно. При грунтах средней плотности ширина банкетки назнача- ется равной 150—200 мм. Угол заострения около 30—45°. Нож делается более мощным из листов, усиленных уголком (рис. 72,а), или из двутавра с обрезанной с одной стороны полкой (рис. 72, е). При плотных грунтах ширину банкетки следует принимать равной 100—150 мм с углом заострения около 30°. Нож при- нимается более тяжелый из листов и крупных уголков или ли- ста и швеллера. Режущая часть должна быть непременно уси- лена диафрагмами, приваренными в зависимости от плотности грунта на расстоянии 0,50—0,75 м друг от друга по всей дли- не ножа (рис. 72, ж}. От применения клепки при изготовлении ножа следует воздерживаться в связи со значительной трудо- емкостью и сложностью решения, а также неоправданной тра- той металла. Выше ножевой части в стенках колодца делают один или несколько пазов глубиной 20—25 см для связи с днищем или такой же ширины выступ для его опирания. Высота паза или выступа назначается в зависимости от конструкции днища, но не менее 15 см. Если паз невысокий, то верхняя его грань для удобства бетонирования днища делается скошенной. В состав 204
|.(.11,/|()чкп «многоячейковых» колодцев входят также перего- |нпн<11. В тех случаях, когда колодец используется для целей по ни пабжения, перегородки отделяют резервуар («мокрую । |1мгру») от машинного зала, а также делят «мокрую камеру» и.। отдельные секции, что дает возможность ремонтировать Рис. 72. Ножевые части опускных колодцев: а—трапецеидальная ножевая часть колодца с мощным сварным уси- лением банкетки листовой сталью и крупным уголком; б—трапе- цеидальная ножевая часть без режущей кромки, усиленная угол- ком; в—мощное усиление ножевой части прокатными профилями с защитой деревом поверхности колодца от истирания и вертикаль- ной плоскостью у скошенной грани; г, д—усиление ножевой части де- ревом; е—усиление ножевой части двутавром со срезанной полкой; ж—сварное усиление швеллером и листом с треугольными диафрагмами. оборудование и степы камеры без прекращения работы стан- ции. Кроме того, при наличии многоячейковых некруглых в пла- не колодцев перегородки служат еще и для уменьшения изги- бающих моментов и поперечных сил в наружных стенах ко- лодца. Первоначально перегородки проектировались так, что их нижняя часть заканчивалась на 0,4—0,5 м выше уровня ножа наружных стен и также снабжалась ножом. Такая конструк- 205
ция неудобна при погружении колодца, так как делит его внут- реннее пространство на несколько не сообщающихся друг с другом шахг, уменьшая фронт работ по выемке грунта и за- трудняя наблюдение за равномерностью выемки грунта по всей Ь площади дна колодца. Поэтому внутренние перегородки не до- 0 водятся до низа наружных стен на 1,8—2,5 м. По окончании / погружения колодца перегородки доводятся до днища колод-- И ца, для чего из нижней части перегородки и из наружных стен выпускаются концы арматуры, к которым приваривается арма- тура дополнительной части перегородки. Выпущенные концы арматуры при погружении должны быть отогнуты в стороны; либо обернуты мешковиной, с тем чтобы предохранить от по- вреждений оборудование, применяемое при погружении. Конструкция днища колодца Выбор того или иного днища зависит от назначения ко- лодца. В том случае, когда колодец служит только фундамен- том глубокого заложения, днище как таковое не устраивает- ся. При погружении колодца с водоотливом по достижении: проектной отметки поверхность грунта внутри колодца вырав- нивается и по ней укладывается слой бетона («пробка») такой толщины, какая необходима для того, чтобы выдержать дав- ление воды после прекращения откачки. Обычно она прини- мается равной 1 —1,5 наименьшего измерения шахты в плане и проверяется расчетом. При погружении колодца без водоотлива «пробка» уклады- вается методом подводного бетонирования, и вода из колодца откачивается. Если же низ колодца достаточно заглублен в во- доупор, то вода откачивается и бетонирование ведется насу- хо по предварительно выровненной поверхности. Во всех этих случаях внутреннее пространство заполняется тощим бетоном или песком либо оставляется незаполненным. При использовании опускных колодцев для сооружения на- сосных станций, применяемых в системе орошения, водопро- водных и канализационных насосных станций следует проек- тировать днище (рис. 73), которое состоит из: а) бетонной подушки из гидротехнического бетона мар- ки 150—200 (толщина принимается по расчету); б) щебеночного дренажного слоя толщиной 10—20 см;' в) двух слоев мешковины, предохраняющих щебеночный слой от попадания раствора; г) слоя бетона марки 75—100 толщиной 10—20 см, верхняя' поверхность которого выравнивается цементным раствором; д) гидроизоляции из 2—4 слоев гидроизола, уложенного на битумной клебемассе или плотно уложенных двух слоев ас- 206
ф,альта толщиной по 2 см, между которыми укладывается слой мешковины, покрытой битумной мастикой; с) плиты днища. Так как на протяжении всего периода производства работ • окачивают воду из дренажного слоя, поверхность бетонной подушки должна иметь уклон в сторону зумпфа, обложенного Рис. 73. Конструкция дни- ща с одиночной гидроизо- ляцией: /—плита днища; 2—гидро- изоляция; 3—слой бетона марки 75—100; 4—два слоя мешковины; 5—дренажный слой 10—20 см; 6—бетон- ная подушка; 7—торкрет- ная штукатурка (три слоя). Рис. 74. Конструкция конического днища: 1—коническое днище; 2—слой ас- фальта в 3,5—4 см; 3—тощий бетон марки 35—50; 4—бутовая кладка; 5—бетонная подушка; 6—сборник. досками, или лучше металлического сборника, заложенного при бетонировании подушки. По достижении плитой днища расчет- ной прочности зумпф заполняется торкретбетоном, патрубок из- влекается или срезается заподлицо с поверхностью плиты и заваривается стальным диском. При незначительном притоке воды в колодец бетонную по- душку можно не делать, а щебеночный слой укладывать непо- средственно на утрамбованный грунт, которому придается уклон в сторону зумпфа или сборника. При значительном притоке воды и в том случае, когда на плиту днища передаются колебания работающих механизмов, лучше применять гидроизоляцию оклеенного типа, так как ас- фальт является хорошей гидроизоляцией лишь при условии, что асфальтовый ковер не даст трещин. Асфальтовый ковер может быть рекомендован в качестве нижнего изоляционного слоя при необходимости двойной изо- 207
ляции днища. Между отдельными слоями асфальтового ковра следует укладывать мешковину, покрытую битумной мастикой. Асфальтовый ковер должен располагаться между двумя слоями крупного песка или щебня, амортизирующими колебания. Днище с оклеечной гидроизоляцией может быть применено Рис. 75. Конструкция днища с двой- ной гидроизоляцией: 1—железобетонная рубашка; 2—пли- та' днища; 3—цементный раствор 2 см', 4—оклеенная гидроизоляция; 5—амортизационный слой 10—20 см; 6—асфальт по мешковине 4 см; 7— бетонная подушка; 8—битумная об- мазка; 9—несущая наружная стена. Рис. 76. Конструкция днища колодца, погру- жаемого в сухие грун- ты: 1—цементный раствор 2 см; 2—бетонная по- душка. и для устройства водозаборных шахт при подрусловых вво- дах, располагаемых в местах с высоким горизонтом грунто- вых вод. При устройстве подобного днища ниже горизонта грунто- вых вод, особенно в хорошо фильтрующих грунтах, следует шов между плитой днища и стеной колодца проектировать уширенным с последующим заполнением его битумной ма- стикой. В отстойниках, эмшерских колодцах и т. п. могут быть при- менены днища, аналогичные изображенному па рис. 74. Здесь по бетонной подушке, а при отсутствии грунтовых вод или при малом их притоке по выровненному и утрамбованному слою грунта насухо выкладывается кладка из бута по форме днища, затем укладывается слой тощего бетона марки 35—50, а при очень малых уклонах—слой мелкого щебня толщиной 15—20 см. По этому слою кладется гидроизоляция в виде слоя асфальта толщиной 3,0—3,5 см, являющегося одновременно и нижней опалубкой наклонного днища. 208
В случаях, когда предъявляются повышенные требования к । И1ронзоляции, например, для зданий ГЭС или при наличии с и ношенной агрессивности грунтовых вод, днище устраивает- » и <• двойной (или даже тройной) изоляцией (рис. 75), причем |" I' слои верхней (оклеенной) гидроизоляции отгибаются квер- ху и стыкуются вразбежку с оклеенной изоляцией стен на уров- не нс менее 0,5 м от поверхности днища. Лишь после этого or нитруется защитная рубашка нижней части стены. I ели требования повышенной гидроизоляции не предъяв- ляются (береговые колодцы насосных станций и т. п.), днище может быть устроено так, как для колодцев, служащих фун- даментами глубокого заложения. В этом случае верхняя по- верхность «пробки» выравнивается слоем цементного раство- ра, поверхность которого при необходимости железнится (рис. 76). § 4. НАГРУЗКИ И ВОЗДЕЙСТВИЯ НА КОЛОДЦЫ При расчете опускных колодцев необходимо учитывать сле- лукицие нагрузки и воздействия. Основные нагрузки (постоянно действующие или воз- никающие при нормальной эксплуатации колодца): собственный вес, который определяется по предварительно принятым размерам и по окончании расчета проверяется. Пере- расчет может не производиться, если разница между перво- начально принятым и действительным весом не превышает 5% urea грунта, расположенного на выступающих частях колодца,, который принимается по предварительно назначенным разме- рам. В случае незначительных изменений конструкции пере- расчет не производится; боковое давление грунта с учетом расположенной на его поверхности временной нагрузки на стены колодца, вычисляе- мое в соответствии с методами механики грунтов; нагрузки на колодец, обусловленные расположением на нем ii.’iii на его перекрытиях специального оборудования, а также пес пролетного строения и нагрузка от подвижного состава, если колодец служит опорой моста; давление льда на стены опускного колодца в том случае, если он расположен р водоеме (учитывается как при его ста- шческом воздействии, так и при навале льда на стены опуск- ного колодца в соответствии с указаниями ГОСТ 3440-46); давление воды на степы и днище колодца, давление содержимого колодца на его стены в том случае, если колодец служит емкостью, или засыпки, если таковая име- ется (колодец-опора). Дополнительные нагрузки и воздействия (возникающие нерегулярно и не связанные с нормальной экс- 14 -200 209
плуатацией колодца либо сооружения, размещаемого на нем давление воды в случае превышения ее нормального гори- зонта; нагрузки, возникающие в процессе погружения колодца, возведения располагаемого на нем сооружения, установки размещаемого в нем оборудования или в случае ремонта; силы продольного торможения, если колодец служит опо- рой моста; давление грунтовых вод в случае кратковременного наруше- ния гидрогеологических условий местности (нарушение нор- мальной работы дренажных устройств, изменение режима по- лива окружающих земельных массивов и т, д.); „ ; ветровая нагрузка, если колодец является опорой моста. Особые нагрузки и воздействия (возникающие в исключительных случаях и носящие аварийный характер): сейсмические нагрузки, учитываемые согласно указаниям СН 8-57; давление воды при катастрофическом повышении ее уровня; нагрузки, возникающие в результате катастрофического из- менения гидрогеологических условий, например, при прорыве плотин и каналов, расположенных поблизости, и т. п.; давление льда при заторах и иных тяжелых условиях (при расчете на особые сочетания нагрузок принимается взамен уче- та давления льда, относящегося к основным нагрузкам); влияние горных выработок учитывается согласно специаль- ным указаниям. Эти нагрузки принимаются при расчете в со- четаниях, предусмотренных СНиП, гл. П-Б.1, § 3. Боковое давление грунта на стены колодца Наиболее распространенным является случай, когда стены колодца вертикальны, а поверхность грунта горизонтальна. Примем, что границы слоев в пределах толщи грунта также горизонтальны. Для того, чтобы найти давление грунта на наружную стену колодца на любой заданной высоте, необходимо предваритель- но построить эпюру интенсивности давлений грунта на верти- кальную поверхность. Поскольку закон изменения давлений по глубине прямоли- нейный в пределах каждого геологического слоя, достаточно найти ординаты эпюры на границах слоев. Давление грунта (активного) на вертикальную поверхность при условии, что грунт однороден и степень его в важности g меньше единицы (грунт сухой либо влажный, но не водона- сыщенный), равно р = 1-/г-С (139) 210
где у—объемный вес грунта; h—глубина, на которой определяется давление; С—коэффициент распределения бокового давления. При условии равенства нулю сил сцепления коэффициент С определяется из выражения, предложенного Рэнкиным, = tg2/45’ —, (140) где (р—угол внутреннего трения грунта. Произведение у/г в формуле (139) — величина вертикаль- ного (бытового) давления на глубине h от дневной поверхности грунта. Таким образом, в общем виде р = рб • С. , (141) Следовательно, на границе двух геологических слоев мож- но найти две бесконечно близких ординаты эпюры бокового давления: одну для случая, когда боковое давление передает- ся слоем вышележащего грунта, бесконечно близким к грани- це слоев, равную р'=рь • tg2 ^45°---j, (142) 11 вторую, когда боковое давление передается бесконечно близ- ким к границе слоям нижележащего грунта, равную р"=рб • tg2^45°----(143) I- обоих случаях величина рб одна и та же и равна Рб = т Si, (144) где 7j и Si соответственно объемный вес и мощность верхпе- । о слоя грунта. Аналогично для нижней границы подстилаю- щего слоя грунта X’' = (l1-s1 + -ts-s2)tg2f45’--^-). (145) В том случае, когда колодец проходит п слоев грунта со сте- пенью влажности g меньше единицы, интенсивность давления па глубине погружения колодца будет Рп = (7г Sj+l2 • s2+ 7з * 5з+ • • • + • Sn )tg2/45°---. (146) 111 211
Здесь у2, 73, . . . , 7п—объемные веса грунтов в состоянии их естественной влажности; si, S.2, S3, , sn—мощность геологических слоев, пройденных опускным колодцем (если п-й слой пройден не пол- ностью, то s„—мощность пройден- ной части слоя). При определении активного давления грунтов водонасыщен- ных (лежащих ниже горизонта грунтовых вод) в каждом от- дельном случае следует учитывать, является ли грунт связным или несвязным. Это необходимо потому, что характер насыще- ния водой связных и несвязных грунтов различен. Скелет несвязных грунтов благодаря наличию относитель- но крупных пор находится во взвешенном в воде состоянии. Потому в однородном несвязном грунте, находящемся в водо- насыщенном состоянии, каждый нижележащий слой частиц испытывает давление взвешенных в воде вышележащих частиц. Давление от вышележащих слоев воды передается на воду, за- полняющую поры нижележащих слоев грунта, и его частицы не испытывают, таким образом, никакого давления воды, кроме взвешивающего гидростатического. Следовательно, частицы несвязного грунта передают на вертикальную поверхность не полное давление грунта и воды, а только давление взвешенно- го в воде скелета вышележащего слоя грунта. В этом же уров- не частицы воды передают на вертикальную поверхность дав- ление всего вышележащего слоя воды. Таким образом, актив- ное давление несвязного водонасыщенного грунта на глуби- не s от его поверхности может быть найдено как сумма дав- лений взвешенного в воде скелета и давления воды на глу- бине s, то есть Р = - То) S • tgs ^45° - j + to s. (147) Здесь 7вОд—объемный вес грунта в водонасыщенном состоянии; 7о —объемный вес воды, равный 1 т/лг3; ?вод—угол внутреннего трения водонасыщенного грунта. Иной характер имеет насыщение водой связных грунтов. При очень малых размерах частиц и пор грунт в состоянии естественного водонасыщения содержит воду в связанном виде и, следовательно, определенный объем грунта может включить в себя лишь строго определенное количество воды, достаточ- ное для того, чтобы привести грунт в пластичное состояние, и недостаточное для того, чтобы считать скелет грунта находя- щимся во взвешенном состоянии. Таким образом, некоторый слой связного грунта воспринимает и передает на вертикаль- 212
пую поверхность давление всех вышележащих слоев грунта и волы, заключенной в его порах. Поэтому активное давление на глубине s в связном грунте следует определять по формуле р = т.». • S - tg® f 45° —-5^-J, (148) iо есть в связном грунте и давление скелета и давление воды передается через грунт. Если, таким образом, водонасыщенный грунт в одном слу- чае подстилается несвязным, а в другом—связным грунтом и подстилающие грунты также водонасыщены, то ординаты эпюр давления над граничной линией в обоих случаях одинаковы, а именно: Р1 = (ТвоД1 — То) * • tg2 ^45° — 4- ToSi. (149) Ординаты эпюр, лежащие ниже граничной линии равны: в первом случае р"\ = (Тводг — То) • $1 • tg2 ^45° — j (1:0) во втором случае (Г1) Отличаются и ординаты эпюр у нижней границы подстила- ющего слоя (см. рис. 82 и 84). Итак, правила построения эпюры активных давлений грун- та на вертикальную поверхность следующие. В том случае, если грунты не водонасыщены (сухие, мало- влажные, очень влажные), ордината эпюры равна вертикаль- ному давлению на данной глубине, умноженному на величину коэффициента передачи бокового давления для грунта, зале- гающего на данной глубине. При определении интенсивности активного давления у гра- ницы геологических слоев с разными углами внутреннего тре- ния необходимо найти две ординаты эпюры по одной для каж- дого из слоев, причем в этом случае эпюра активных давлений непременно имеет ступень (скачок). Для несвязных водонасыщенных грунтов следует опреде- лить отдельно величину вертикального давления взвешенного в воде скелета вышележащих грунтов. Затем, умножив ее на величину коэффициента передачи бокового давления С для грунта на данной глубине, суммировать с полной величиной давления вышележащего слоя воды.. 213
Для водонасыщенных связных грунтов ордината давлений равна сумме вертикальных давлений скелета грунта и воды, заключенной в его порах, умноженной на величину коэффи- циента передачи бокового давления С для грунта на данной глубине. Формулы для определения граничных ординат эпюры актив- ного давления при различных сочетаниях геологических слоев следующие. Случай 1. Однородный несвязный (или связный) грунт подстилается другим слоем несвязного (или связного) грунта, причем оба грунта не водонасыщены (рис. 77). Рис. 77. Эпюра давлений грунтов на вертикальную поверхность при сухих и маловлажных грунтах. Рис. 78. Эпюра давлений несвязного грунта, покрытого слоем воды, на вертикальную поверхность. p'i =7i-Si -tg2 ^45°--^; Pi = Ti ’ • tg2 ^45° - ; P2 = (71 • «1 + 72 • 52) tg2 ^45° — (152) Случай 2. Несвязный грунт покрыт слоем воды (рис. 78). Pi —рьод — 7о^» Р'2 — (7в°д 7о) ' 5 • tg2 ( 45°------- (153) Случай 3. Связный грунт покрыт слоем воды (рис. 79). 214
Р\ =рвм = Т(Л; 1 р\ = То • h tg3 ( 45' (154) о _ Увод 2 р2 = (То • h + Твоя • 5) tg2 45' Случай 4. Горизонт грунтовых вод делит несвязный грунт па две части (рис. 80). 1’ие. 79, Эпюра давлений связного ipyina, покрытого слоем воды, на вертикальную поверхность. Рис. 80. Эпюра давлений слоя несвяз- ного грунта на вертикальную по- верхность, когда горизонт грунтовых вод делит этот слой на две части. ^;==т. 51. tg2 (45°~"7^ X == Т * si • tga ^45°; р2 = [Т * ‘51 + (Твоя — To)S2] tg2 f45° — + То ’ S2. \ 4 I (155) Случай 5. Горизонт грунтовых вод делит связный грунт на две части (рис. 81). р\ =Т • Si • tg2^45° -; X - X = (т • S1 + Твоя - s2) tg2 (45° — • \ 4/1 (156) Случай 6. Несвязный грунт подстилается тоже несвяз- ным. Оба грунта водонасыщены (рис. 82) ч 215
Pi = (ТвоД1 — To) • Si tg2 ^45° — --9~ j 4- To • Si; Pi — (Твод1 To) • si ‘ tg2 ^45°-------------"g^ 4" To • si‘> P2 = [(ТВОД1 — To) * 5i + (Тводз — To) * s3] • tg2^45° —_j_ + To(si 4~ $2) ~ [(Твод! • Si + Тв°Дз ‘ 5г) ‘— To(5i 4“ -f s2)] .tg«(45<’-^-UTo(S1 + Sj). \ 2 ' ) Рис. 81. Эпюра давлений слоя связного грунта на вертикаль- ную поверхность, когда гори- зонт грунтовых вод делит этот слой на две части. Рис. 82. Эпюра давлений двух различ- ных водонасыщенных несвязных грун- тов на вертикальную поверхность/ Случай 7. Связный грунт подстилается также связным. Оба грунта водонасыщены (рис. 83). р\ =ТвоД1 - si • tg2 ^45° --~1; pi = ТвоД1 • Si • tg2 I 45° — j (158) pi — (Твод] • Sj -f- уВОд2 • s2) * tg2 ^45° —) Случай 8. Несвязный грунт подстилается связным. Оба грунта водонасыщены (рис. 84). 216
личных водонасыщенных связных ipyirroB на вертикальную поверх- ность. вертикальную поверхность в случае, когда несвязный грунт подстилается связным и оба грунта водонасыщены. Случай 9. Связный грунт подстилается несвязным. Оба грунта водопасыщены (рис. 85). Будем считать, что ср1!0Д < <рСОЛ] , тогда р\ = ТвоД1 • S1 • tg2 I 45° — Pl = ТвоД1 • Si • tg2 (45° (160) Ру — [ 7вод1 * Sj 4~ (Тводг То)5г] ‘ tg“ ^45° 2 у “Ь То * s2* \ Изложенное прим (нимо для вычисления величины активно- го давления при пал уши полого расположенных геологических слоев. При наличии крутопадающих слоев определение вели- чины активного давления должно вестись,с учетом конкретных ।руитовых условий. 217
Аналогично производится подсчет давлений и для колодцев с уступами и наклонными наружными поверхностями стен, причем, кроме горизонтального давления грунта и воды, в расчет (при значительных уступах или уклонах) может прини- маться и вес (вертикальное давление) вышерасположенного грунта. При наличии нагрузки на поверхности грунта в виде рав- номерно распределенной по его поверхности или в виде сосре- доточенных грузов ее давление на стены колодца может быть учтено. Для этого предвари- тельно строится эпюра допол- нительных вертикальных дав- лений в грунте от нагрузки, приложенной к его поверхно- сти, для вертикали, проходя- щей вдоль наружной поверхно- сти стены. Далее бытовое дав- ление грунта суммируется с до- Рис. 85. Эпюра давлений грунтов на вертикальную поверхность в случае, когда связный грунт подстилается несвязным и оба грунта водонасы- щены. полнительным давлением на данном уровне, и умножается на коэффициент распределения бокового давления грунта (140). В этом случае угол внут- реннего трения ср, как и ранее, берется для грунта, передаю- щего давления. Учет дополнительного давления следует вести только до глубины, на которой дополнительное давление состав- ляет 0,2 от бытового давления на этой же глубине (то есть только для сжимаемой зоны грунта). § 5. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ КОЛОДЦА Расчет стен колодца на прочность Расчет стен колодца на прочность сводится к определению необходимого количества горизонтальной и вертикальной ар- матуры, поскольку толщина стен колодца определена из расче- та на его погружение. Стены опускных колодцев рассчитываются на действие го- ризонтального давления грунта и воды снаружи колодца (при использовании колодца как емкости—на давление изнутри), а если предусматривается превращение колодца в кессон, сте- ны должны быть проверены и на давление воздуха изнутри колодца; на действие вертикальных сил — веса нижней части колодца при защемлении его верхней части в грунте (расчет на «обрыв» колодца). Кроме этого, первая (нижняя) секция 218
колодца должна быть проверена на перелом под влиянием из- 1 нбающих усилий, возникающих при спуске первой секции с подкладок, либо в процессе погружения колодца при встрече с препятствиями и при неравномерной выборке грунта из-под ножа. Ветон и арматура, применяемые для возведения опускных колодцев в том случае, если последние служат емкостью или помещением, должны отвечать требованиям, предъявляемым к бетону и арматуре длй лотков мостов-водоводов. Если колодец служит только опорой глубокого заложения, ю к бетону и арматуре вполне применимы требования, предъявляемые к материалам, применяемым при устройстве опор мостов-водоводов (см. главу I). Расчет стен колодца на действие горизонтальных сил Колодец делится на несколько расчетных зон высотой 3— I м. В каждой зоне нижняя полоса высотой в 1 м принима- ется в качестве расчетной и вся зона армируется так же, как расчетный участок. При этом арматура предусматривается двойной и расчет ве- дется при условии недопустимости образования трещин. В связи с тем, что в процессе погружения колодца стены его могут испытывать непредусмотренные расчетом динамические нагрузки( например, при форсированной посадке, исправлении кренов, перекосов и т. д.) минимальный процент армирования, рекомендуемый СНиП-62, гл. II-16.1, следует увеличивать r 1,5—2 раза. Для бетонных (неармированных) колодцев он в любом случае должен быть не менее 0,05% и не менее 5 U 8 мм с каждой стороны сечения на 1 пог. м стены. Для же- лезобетонных колодцев минимально приемлемым процентом армирования следует считать 0,5% и не менее 5 012 мм с каж- дой стороны сечения на 1 пог. м стены. Выделенный элемент колодца высотой 1 м рассчитывается как замкнутый контур (кольцо, прямоугольник и т. д. в зави- симости от принятого очертания колодца в плане). При этом интенсивность давления принимается одинаковой по всей вы- соте элемента и равной наибольшей ординате эпюры горизон- тальных да: йений в пределах выделенного участка колодца. Кругл! колодец без перегородки (см. рис. 70, а) может быть зссчитан как толстостенный цилиндр. При радиальном давлении интенсивностью q, равномерно распределенном по контуру цилиндра из однородного материа- ла, в стенке его возникают однозначные напряжения. Так, если давление направлено к центру цилиндра, возникают напря- жения сжатия, равные: 219
у внутренней поверхности 2г2 = Чг; (161) Гн ~ Гв у наружной поверхности 2 I 2 _ гн Ч-Гв /1К0\ 3,1 Q 2 • (162) Гн — Гп При обратном направлении давления (от центра) возника- ют напряжения растяжения, равные: у внутренней поверхности 2 I 2 _ । п Гн Н~ Гв . Г1 д -- -f~ Q г> 2 5 ( 163) Гн — Гв у наружной поверхности 2г2 = + (164) Гн Гв Здесь Гн и гв—наружный и внутренний радиусы колодца, величины известные из предварительных расчетов (на проч- ность основания и на погружение). Наибольшее напряжение сопоставляется с допустимым, опре- деляемым для сжатия по формуле а. для растяжения по формуле 27?/?р К'’ где РПр —предел прочности бетона на осевое сжатие (призмен- ная прочность); 7?р —предел прочности бетона на осевое растяжение; т—коэффициент, зависящий от размеров конструкции и формы сечения, принимаемый в соответствии с ука- заниями СН 55-59 (п. 46); К—коэффициент запаса прочности, принимаемый по СН 55-59 (табл. 6); (р—коэффициент продольного изгиба при расчете стены колодца, принимаемый равным 1. Если расчетное (действительное) напряжение бетона не превосходит допускаемого, то горизонтальная арматура по расчету не требуется и в этом случае предусматривается лишь конструктивная арматура как .Спя бетонных (неармирован- ных) конструкций. Если действительное напряжение превышает допускаемое, то необходимое количество арматуры определяется из выра- жений, полученных из условия, что относительные деформа- ции бетона и арматуры равны: 220
при работе на сжатие 5б. (165) П- ^?пр при работе на растяжение /7»=—з07~-f«- (166) । ле —действительное напряжение бетона; Кг —коэффициент запаса на трещиностойкость, прини- маемый по СН 55-59 (табл. 8, поз. 2 «б»); £ а -——-----коэффициент приведения; принимается в зависимо- Еб сти от марки бетона. При этом количество арматуры принимается как для железо- (>е тонных конструкций. Иногда поперечное сечение круглых колодцев рассчитыва- ют па нагрузку, распределенную по кольцу не равномерно, а по определенному закону, вызывающую не только сжимающие напряжения, но и изгибающие моменты. Предлагаются различ- ные схемы приложения нагрузки. Необходимость подобного расчета мотивируется тем, что в период погружения колодца возможны крены, неравномер- ная выборка грунта из-под но- жевой части и т. д., вследствие чего в стенках колодца могут возникать значительные растя- гивающие напряжения. Пред- лагаемые схемы нагрузки ни- чем не обосновываются, подоб- ный расчет является условным. Рис. 86. Эпюры изгибающих -> моментов в стенах опускного колодца: а—от давле: ия грунта на сте- ны при обей (пустых камерах; б—от давле; \я жидкости при одной напол. \;ной камере и отсутствии вн хнего давления. Рассчитывая круглы кой (рис. 86)., примем й колодец с персгород- 221
у где F =8к-1 м—площадь поперечного сечения участка кольца высотой 1 м\ Fn = Bn- 1 м—площадь поперечного сечения участка пере- городки высотой 1 М', 1 • JK = ——момент инерции площади поперечного сече- ния кольца высотой 1 м относительно вер- тикальной оси; 1 г * * jn = —^2---момент инерции площади поперечного сече- ния перегородки высотой 1 м относительно вертикальной оси; q—внешнее давление; г—радиус осевой линии наружной стены; ок, £>п —толщина наружной стены и перегородки в рассчитываемой зоне. Максимальный изгибающий момент в кольце М, = М, = а. (168) Поперечная сила в тех же точках кольца 01 = 0.2=-^-- (169) г Продольная сила в перегородке Nn = 2Ql-2-^-. (170} г Если колодец входит в комплекс сооружений насосной станции или является береговым водозаборным колодцем, мо- жет случиться, что одна из двух его половин наполнена водой, вторая не заполнена. При отсутствии внешнего давления макси- мальные изгибающие моменты в наружной стене со стороны пустой половины колодца (отрицательные) равны М = М2Н = ~------ь 2 Поперечные силы там же (171) Qr=Q2" = _L_2_. (172) 222
Максимальные изгибающие моменты в наружной стене со «тороны наполненной половины колодца (положительные) 2 [173) Поперечные силы там же ОВ._ пв + 5 <?1 =<?2 = 2 . (174) Максимальная продольная сила в наружной стене (растя- жоние) N=qn • г. (175) Изгибающие моменты в перегородке = М2-= М'{ — Л4? = — (176) Продольная Жз = _2^__^ о сила в перегородке (растяжение) М =Q? + Qr = i. (177) (178) В этих формулах а и /3 определяются из приведенных ра- нее выражений, а у и д равны: где —давление содержимого в заполненной части колодца,, взятое у низа рассчитываемой зоны высотой 1 м. Значения остальных величин прежние. Окончательная проверка сечений и подбор арматуры про- и «водится по йаксимальным, по абсолютной величине, значе- ниям изгибак ких моментов и соответствующих продольных (пл, получены м в результате расчета на два возможных, случая: 1) колодец подвергается наружному боковому давлению при обеих пустых камерах [формулы (168/—(170)]; 2) колодец подвергается тому же давлению грунта при одной наполненной камере (алгебраическая сумма величин 223
усилий, найденных по формулам (168) — (170) с усилиями, най- денными по формулам (171) — (178). При расчете овальных колодцев без перего- родок (см. рис. 70, в) моменты и нормальные силы можно определить по формулам: = q_ t 2b3 + Зяг^2+ 12r26 . 6 2b -j- тгг Ni=qr, —qb (~2 4~Г N2=q(b+r}. Рассчитывая овальный колодец с одной пере- городкой (см. рис. 70, г) и предполагая, что крепление пере- городки в точках 1 и 4 шарнирное,, усилия можно найти по фор- мулам: 'l + Ьг- 2 2 (181) Л43 _ Мг 4 ~ (& 4- г) — qb Л - г j ; Nl=Ni=qr, Здесь b J — 4- rb2 — 4- 3r2Z? + r3 — b2 4- rbx 4- 2r2 2 « — b3 4- rb2~ 4- 4r2/? 4- r3 —• p_ 3 2 . b2 4~ + 2r2 -1 b3 + rb2 ~ + 2r2b 3 2 2b 4- гл 2b 4- гтс 224
Овальный колодец с двумя перегородками (см. рис. 70, д) рассчитывают по формулам: аЗ — -([3 = q------— ; 7 з —р ’ а2 M2 = M1 — q-^—; £ = — qt кт а — 7 Nn = q —---------т-; р — 8 /2 ~ + 4- ллп 4- Л-); Nx = N2 = N3 = qr\ (183) N* = q^ 4 2 В этих формулах 1 а = — 2 i(-f+fai+’r)+4iH+2r)+r(/+ri) Ь2 , , 1Г . „ _ + 6г_ + г2 JL. + Ъг2 ~ 4- 2Ьг2 + г3 -у 4+Й-2- + ^ /уЗ 7Г — + a2b + ab2+ — ¥rt2 — + 2г2/ 2 —+^-+^ *+''4 15—200 225
При расчете прямоугольного колодца без п е- ’’д и 1Ь обозначают моменты изги- грун- регородок (см. рис. 70, е) /, инерции сечений стен колодца с размерами а и Ь. Тогда бающие моменты в углах колодца при действии давления та снаружи равны м, = ма = м, = м4----L h аla’ b Пролетные моменты: ТИ1-2 = Мз-4= —— Г 24 [ Д • а 4- Ia • b Ж?_4 = М-3 = Продольные силы: М-2 = д \а, _ 27д (а2 — Ь2) 24 [ 1Ь • а + 1а • b (184) При расчете прямоугольного колодца с одной перегородкой (см. рис. 70, ж, 87, а, б). Попереч- ная сила от давления грунта снаружи колодца равна 2b2 + 5аЬ - 2а2 о 42-5 = — 4 Опорные моменты: М^Мз = = = а3 — ЗаЬ2 — Ь3 2а^Ь~ 2а + b 2а3 + Ь3. 2а+ Ь ’ М2 = ЛГ5 = —1 5 12 (185) Пролетные моменты: X-= А Продольные силы: a3 -j--а2Ь — Ь3 _______2___________. 2а 4- Ъ ' 7 а3 4- ЬаЬ2 + — bz 2 2а 4-Z? Л]-2 = УУ2—3 = ^4-5 = М-6 = 2 М-5 = 2Qa-5 = -~ 2b2-j-5аЬ - 2а2 2а 4~ b 226
Рис. 87. Эпюры изгибающих моментов в стенах двух- и трехячей- ковых колодцев: а, в—«т давления грунта снаружи колодца; б, г, д—при одной на- полненной камере и отсутствии внешнего давления.
(186) । Продольные силы ATi-6 и N3-4 как реакции неразрезной балки равны M-6 = W3-4 = -|-?&. При одной наполненной камере и отсутствии внешнего дав- ления (рис. 87, б) опорные изгибающие моменты равны: М = М (9<*2 Ч~ Ч~ W + (12а2 4-9а + 1)ад2 J 1 6 12 ’ р М3 = М4 = 12 ₽ М2_, = _ °да + /)2 _ (3о + 2)A1i; 4 М2_3 = - (За 4- 2)Л43; -442—5 = М2— 1 — М2—3* Пролетные моменты можно найти по формуле ллп _ <7в-*2 ЛСЧЛС мкс 8 2 Продольные силы в стенах (растянуты) равны: ДГ _ = q* ‘ b I ^2-1 — Мг _ 16 2 + b М^-У2--5"^ : N2—5 = 7в • Ь — N1—6 — Nз-4; 1V!_2 = ; 2 Л/2—3 = Л^4-5 = 0. В формулах (186) a = -i_ .А; Л ь £=(2a+l)(6a2+6a+l), где Л и /2—моменты инерции сечений стен, параллельной пе- регородке и перпендикулярной к ней относитель- но вертикальной оси; 228 (187)
a—длина стороны, параллельной перегородке; 2Ь—длина стороны, перпендикулярной к перегородке; ^в—давление жидкости изнутри колодца на расчет- ном уровне. При условии, если все стенки колодца имеют одно и то же поперечное сечение и Ii = Iz, изгибающие моменты можно опре- делить из выражений: м3 = м4 М. = М6 = 7в /2а34- б3 6а4 + баб3 4- б4\ 24 \ 2а 4- б 6а2 4- баб 4- б2 / <7в /2а8 4- б3 ба4 4- баб3 4- б4\ 24 2а 4- б ба2 4" баб 4- б2 / M м Qb ба4 4~ За3б 4" Заб3 4~ б4 12 ба2 + 6ab + Ь* ЗаЬ2 — а?+Ь3 2а 4- b 6а4 + За8б + Зоб3 4- б4 \ . 6а2 4- баб 4- б2 J ’ Заб2 — а3 4- б3 2а 4-б 6а44-За3б4-Заб34-б4А 6а2 4- баб 4- б2 )' М2_1=Л15-б = -^- 24 (188) /Иг—з = М5-4 — 24 При а—Ь и /i = /a а=1 (ячейка квадратная) М1 = М2_, = Л?2_5— 1 л Mz—3 = Af з — 0. Максимальный ) полетный момент «не = + 0,04166?» • Ь\ Рассчитывая прямоугольный колодец с дву- мя перегородками (см. рис. 70, з, 87, в, г, д), величины опорных изгибающих моментов от давления грунта снаружи колодца q в случае, если все стены и перегородки имеют рав- ную толщину, можно найти из выражений: 229
a* I- (a2 — b2)(2ac ab be] b — (b2 — c2)abc a2c — (2a 4- b)(2ac ab + be) q 12 (a2 — b2)(a 4- e)ab 4- (b2 — e2)(3a -f- 2Ь)ае ] . М2—1 =Л4з-4 = Мб—5 ~ M7—8 = b2 (189) 12 a2c — (2a 4- b)V2ac -\-ab be) M.2-" — М3—б = Мб—3 = M.i—2 — (a2 — b2)abc — (b2 — c2)(2a 4- b)bc a2c — (2a 4- b)(2ac -4- ab -j- be) q Пролетные моменты определяются по общему правилу, то есть: ЖГ_8 = -2^—М, 8 = qb2 4- M2-i. 8 2 М2-3 = дс2 — ^2~3 ^3~2 8 2 Продольные силы равны: в перегородках Л 7 4- £ I Mj —1 . M2J-3 —Х-+-------1_!_+----1Л_; 2 b с в длинных сторонах ^ = -^; 2 в коротких сторонах NK =0,4 qb. Если при вышеуказанных условиях все три ячейки равны, то есть c=bt то, принимая а = 5а2+5а& + &2, получим: 230
м,=м<-м„~м,~ ''2 (а- -//)(За | b)b M, , =Af3-4 = A4ti_5 = M7-8 = — b2 — (a2 — b2)(a b)a\ a .. Лл кл лл Ч (а2 " b2)ab Мч—i — Мз—з — Мд—з = М7—2 ---------------------- 12 а (190) /Для этого случая при наполненной средней камере и отсут- ствии внешнего давления грунта величины изгибающих момен- тов равны: /j1=Af4 = M5 = 4 = + -^- ab(a2 — b2) t a лл лл лл лл 7в а(а2— Ь2№а-\-2Ь) М2-1 = Мз_4 = М6_5 = М7-8 =------—-----------~!------- 12 М2—7 — ^3—6 = Мб—з — Л^7—2 = 12 a2 - b(a*-b2)(2a + by K191) a a a При наполненной боковой камере и отсутствии внешнего давления, принимая /3=-9а2 + 7а& + 62, получим: М, = М8= -М2д2 - Ь{а2 - Ь2) / 4а^Ь. 4- -6g +A\l. 24 [ \ а р /J ЛЛ ЛЛ 9! Ь । Ой Д- Ь \ ч = д5 = *ia2-62)-----------1---т1— ; 24 \ a Р / М2_1 = /И7_8 = q-- (а2 + Ь2- {а2 - Ь2) [К±^Ж£±11 241 '[ a (192) М3—4 = Мб-5 231
M2_7 = Af7-2 = b^ - b*} (3a + b) (192) Мз-6 = М6_3 = - b{a? - bz) (За + &) 24 Рассчитывая прямоугольный колодец с дву- мя взаимно перпендикулярными перегородка- ми (см. рис. 70, а), обозначим k~—, тогда изгибающие мо- b менты от давления грунта снаружи колодца равны: М1 = Л13 = М5 = Л4,=—2*1 12 1-м3 М2 = М6 . 2+3fe-g = _ qF i)(2_£); 24 1 k 24 24 If* = f-HHip-i). Продольные силы: N2~6 = qb + 2 -^22—^1- = Як . g ; b 4 l-f-6 N -aa + 2 4*2 + * + 1 . •**4—8 = qa -j- z--= —-------------, 4 k (193) а .Vi-3 = ^_7 = —- qb; 8 3 M-7 = M-5 = — qa. Расчет прямоугольных колодцев, как в вышеприведенных случаях, так и в случае применения колодца с несколькими взаимно пересекающимися перегородками, при равенстве яче- ек можно упростить, то есть считать сторону колодца нераз- резной балкой на многих опорах и тогда принимать 7ИОпорн = — Л1прол = — 0,083 ql?. (194) 232
Продольные силы в перегородках можно находить, как сум- марную реакцию от загружения примыкающих двух полупро- летов смежных разрезных балок, то есть Л'п = 9А+к. (195) Подбор сечений выделенного для расчета элемента каждой зоны производится в такой последовательности. Определяются напряжения в рассматриваемом сечении как для внецентренно сжатого, однородного по материалу элемен- та по формулам: (196) М , N где Об. р, св —растягивающие и сжимающие напряжения; М, N—изгибающий момент и продольная сила сжа- тия от расчетных нагрузок; F = bd—площадь поперечного сечения (<5—толщина стенки колодца, а b—высота расчетного эле- мента, равная 1 м); Ьо2 U7 = — —момент сопротивления сечения. Найденные величины бь. ри б б сравниваются с предельно до- пустимыми, определяемыми из выражений: а) для растянутой зоны <р; (197) б) для сжатой зоны ^?пр Обозначен ля величин — прежние (см. стр. 221). Вместо р Учетного предела прочности на осевое сжатие мо- жет быть в: р численно равная ему величина нормативного сопротивления бетона [56]. Величина расчетного предела прочности на растяжение Л?р может быть также с достаточной степенью точности получена из величины нормативного сопротивления бетона осевому рас- тяжению R” путем умножения ее на коэффициент 1,10 RP = 1,Ю 233
При этом возможны три случая. В I случае /7l/?p . . /?нр /1по\ Зб. р ~ <?, сб. сж (198) л К следовательно, напряжения растяжения и сжатия могут быть восприняты бетоном и арматуру следует предусмотреть толь- ко из конструктивных соображений. Площадь арматуры с каждой стороны сечения должна быть не менее 0,025% от площади сечения бетона с тем, чтобы об- щий процент армирования составлял бы не менее 0,05 (как для бетонных конструкций), но и не менее 508 мм с каждой сто- роны сечения. Во II случае °б. р > ?; Об <—-F?, (199) Л к следовательно, напряжения растяжения не могут быть воспри- няты бетоном, сжимающие же напряжения им воспринимают- ся. Площадь сечения арматуры в сжатой зоне принимается конструктивно в количестве не менее 0,25% от рабочей пло- щади бетона (как для железобетонных конструкций), но не ме- нее 5 012 мм, количество же растянутой арматуры определя- ется расчетом, но площадь ее должна быть не меньше площа- ди арматуры в сжатой зоне. Действие полученных в результате статического расчета в рассматриваемом сечении изгибающего момента М и про- дольной силы N, которые считаются приложенными к геомет- рическому центру сечения, заменяется действием усилий, при- ложенных в центре сечения растянутой арматуры, равных: М. =M+n(— -а \ 2 = N. (200) Поскольку работа бетона на растяжение учитывается (образование трещин не допускается), относительная дефор- мация в растянутой арматуре еар (если пренебречь величиной а — расстоянием от центра сечения растянутой арматуры до растянутой грани сечения) не должна превосходить предельной относительной деформации в растянутом бетоне ев =0,00015. Следовательно, па < еар Е& =0,00015 • 2,1 • 106«300 кг!см2, Изги- бающий момент М2, который может быть воспринят рассмат- риваемым сечением исходя из учета работы принятого сечения сжатой арматуры F& и равного ему сечения растянутой арма- туры Fa2 , приближенно равен Л42 = оа Fz (8 — а — а'). (201) 234
Нрп Л1й>Л4/-а, арматура в сжатой и расятнутой зоне принима- < и я, как и ранее, в минимально необходимом количестве, то м и. не менее Fa = X =0,00256(5 и не менее 5012 мм. При /И2<Л4ра определяется Mi=M^a —М2. . )тот момент должен быть воспринят растянутой арматурой / работающей совместно со сжатым и растянутым бетоном. I г площадь приближенно можно найти, не учитывая работы бе- iiHia на растяжение, а также действия сжимающей силы N. При них допущениях она определяется, как для изгибаемых эле- ментов с одиночной арматурой из уравнения /CAlj =°т Fh0 —2~ Полагая х»0,55 h0 (в запас прочности), получим I = ‘>38 S ’ (202) । /ю К—коэффициент запаса, принимаемый по СН 55-59 (табл. 8, поз. 1 «б»). Полное количество арматуры в растянутой зоне Л=Га1+Л2-^-. (203) ат Если полученная площадь арматуры Еа отрицательна, сле- дует уменьшить толщину стены колодца, что не всегда воз- можно, или снизить марку бетона, либо принять площадь = 0,002566 (минимально необходимую). Если площадь арматуры >0,002566, то она принимается согласно расчету, а Г' принимается конструктивно, но не менее 0,0025 66. Если же Fa <0,0025 66, то тогда принимается Fa = F'a = 0,0025 66. После определения необходимых Fa и F& подбирается диаметр и количество (как для плитных конструкций) стержней арма- туры в растянутой и сжатой зоне, после чего с учетом факти- чески принятых Fa и Fa производится проверка напряжений по формуле । / _ М(Ь %) N С 904’1 °бр т р < > (2U4J I *пр Г пр (\т где Кт —пг Снимается равным 1; m—коэффициент, зависящий от размеров конструкции и формы сечения, принимаемый в соответствии с СН 55-59 (п. 46). Определение х, F пр, ЛР производится согласно указаниям гл. I. 235
В 111 случае °бр > Д’ °б (205) то есть растянутая и сжатая арматура необходимы по расчету. Определить необходимое количество растянутой и сжатой арматуры и положение нейтральной оси можно следующим об- разом. Определяем эксцентриситет силы N, действующей в се- чении <?0 = ~ . N Приравнивая нулю сумму моментов всех сил, действующих по сечению, относительно точки приложения силы N, заменя- ющей совместное действие усилий М и N, получим уравнение 8 7 (л ! I 7 I .8 \ т\ ( I X \ I б0 — j ~rZa I еп -j—-— й — ---— + — I — \ I \ « / \ о / 2 2 3 ! В Л о — Da I е0 — — + я I = 0. (206) Здесь Da = аа Fa Ds = b 2 Za — Oj Fa —равнодействующая арматуре; —равнодействующая сжатой зоны; —равнодействующая той арматуре; Z6 =<3p(o— х)Ь—равнодействующая растянутой зоны. Напряжения в арматуре в сжатом через относительные деформации: * 7Г б, °а == еа • Еа J = еа ’ Еа . . напряжений в сжатой напряжений в бетоне напряжений в растяну. напряжений в бетоне бетоне можно выразить (207) Величина напряжений в бетоне растянутой зоны принима- ется согласно СН 55-59., 236
Поскольку принимается, что сечения элемента при его ра- енгге остаются плоскими (рис. 88), можно, приняв относитель- ное* удлинение бетона на растяжение Ебр =0,00015, определить Рис. 88. К подбору сечения арматуры колодцев. в стенах опускных величины относительных деформаций бетона и арматуры из выражений: х ®б — ^бр > о — X о — х — а еа-еб» s-х ’ • х — а' (208) Задавшись коэффициентом содержания арматуры в преде- лах 0,5^3%, а также соотношением между площадями сжа- той и растянутой арматуры и подставт * значения Z)a, D& , Z& , Z^ в уравнение момен- тов (206), можно найти величину х. Из корней полученного уравнения следует брать значение х, удовлетворяющее усло- вию 0<х<Д Проверка напряжений производится по формулам (204). В случае несоблюдения неравенства необходимо увеличить либо площадь арматуры, либо высоту сейения* 237
Расчет стен колодца на действие вертикальных сил. В про- цессе погружения может случиться, что сила трения стен колод- ца по грунту превышает вес погруженной части колодца. Коэф- фициент трения бетонной кладки колодца по вышележащему грунту больший, нежели аналогичный коэффициент трения для нижележащих слоев грунта. В этом случае вполне возможно заклинивание верхней части колодца в грунте при свободной нижней, и если вес нижней части колодца значителен, то воз- можен обрыв колодца. На возможность заклинивания указывает соблюдение не- равенства /к = /о, Гб где fK—сила трения, развиваемая колодцем; f0—средневзвешенная удельная сила трения грунтов, про- ходимых колодцем; Р—вес колодца с учетом взвешивания в воде и с вклю- чением веса грунта, лежащего на выступающих ча- стях колодца; t Fб—площадь поверхности трения. При расчете колодца на обрыв предварительно определя- ется положение возможной плоскости обрыва. "Высота верхней заклинившейся части может быть опреде- лена по формуле "з = 7^-> (209) UjO где U—периметр наружных стен колодца. Далее определяется вес нижней обрывающейся части ко- лодца Pi с учетом взвешивания в воде и с учетом веса грун- та, лежащего на ее выступающих частях. Тогда площадь вертикальной арматуры, необходимой для воспринятая веса обрывающейся части, может быть определе- на из выражения РЛт Н-ЗООДа, (210) где Кг —коэффициент запаса при расчете на недопустимость образования трещин, принимаемый согласно СН 55-59. Здесь по-прежнему еар£а ~300 кг/см2. Иногда в запас прочности предлагается считать высоту об- рывающейся части колодца, равную 0,657/ (Н—полная высота колодца), однако подобный расчет ничем не оправдан. Проверка прочности первой секции. Стены нижней (первой) секции колодца проверяются на изгиб в вертикальной плоско- сти («перелом» секции), а круглые, кроме того, и на кручение. 238
Перелом нижней секции колодца может произойти, когда секция покоится на последних подкладках или когда колодец при погружении встречает препятствие в виде валуна, топля- ка и т. п., а также при неравномерном выбирании грунта из-под ножа. Принимается, что нижняя секция круглых колодцев (рис. 89) стоит на последних четырех подкладках (рис. 89, а). Изгибающие и крутящие моменты при высоте секции, мень- шей расстояния между подкладками, могут быть найдены по формулам (рис. 89,6, в): Моп = - 0,215 gr\ Мпр = 4-0,1103 gr2; Мкр = 4- 0,0297 gr\ (211} где g—собственный вес нижней секции колодца в т на 1 пог. м стены. Для железобетонных колодцев с наружным диаметром D до 8—10 м при высоте секции большей или равной 0,607) нет надобности в подобной проверке, так как усилия от изгиба и кручения обычно невелики и могут быть восприняты одним бе- тоном. В случае же, если расчет дает значительные усилия и предусмотренной горизонтальной арматуры недостаточно, сле- дует увеличить ее количество в верхней части секции (в ниж- ней части секции в качестве арматуры, работающей на пере- лом, будет служить также и нож). Более точной была бы проверка первой секции при условии расчета ее как оболочки. Однако ввиду того, что проверка пер- вой секции на перелом вообще весьма условна (стены колод- ца обычно насыщены арматурой, устанавливаемой как по рас- чету, так и из конструктивных соображений) требование про- верки секции точным методом (как оболочки) обычно не предъявляется. Нижняя секция прямоугольных колодцев проверя- ется на перелом по двум расчетным схемам. Первая схема (рис. 90,а). Секция опирается по ко- ротким сторш ам, что соответствует с некоторым запасом опи- ранию секции Via последние четыре подкладки, положение ко- торых обычно '•трого фиксировано. В этом случае изгибающий момент в сечепии I—I определяется как для однопролетной балки, свободно лежащей на опорах, Ммкс — -— , где I—расстояние между центрами опор;* q—нагрузка па 1 пог. м длины колодца. 239"
кого опускного колодца при расчете Рис. 89. К расчету первой секций на перелом первой секции; круглого колодца на изгиб и кру- Л—при опирании секции по коротким чение: сторонам; б—при опирании секции а—расчетная схема; б—эпюра изги- по серединам длинных сторон; в— бающих моментов; в—эпюра крутя- при погружении секции в мягкие щих моментов; 1—подкладки. грунты.
Для прямоугольных колодцев с перегородками величину q можно найти как осредненную погонную нагрузку, равную ве- су первой секции без веса коротких наружных стен, находя- щихся над опорами, разделенному на длину секции (расстоя- ние между центрами опор). Вторая схема (рис. 90,6). Секция опирается по сере- динам длинных сторон. Эта схема предусматривает случай не- равномерной выработки грунта из-под ножа колодца. Статическая схема секции — -консольная балка. Попереч- ная внутренняя стенка, находящаяся над опорой, не учитыва- ется ни при определении размера сечения, ни при подсчете на- грузки q. В этом случае изгибающий момент в сечении I—I равен 8 Колодцы, погружаемые в мягкие грунты при отсутствии в них валунов, топляков и т. п. препятствий, разрешается рас- считывать, как двухконсольную балку пролетом, равным 0,7/ (рис. 90, в). Вес колодца во всех трех случаях берется без учета взве- шивающего влияния воды. При значительной высоте секции (по сравнению с ее услов- ным пролетом при расчете по первой и второй схемам) следо- вало бы производить проверку, рассчитывая ее как балку-стен- ку, а также проверять стены первой секции на потерю ими устойчивости. Однако поверочные расчеты показывают, что в связи с на- личием вертикальной и горизонтальной арматуры подобный расчет может не производиться. По этой же причине и расчет па перелом первой секции следует считать весьма условным. После проверки и уточнения размеров сечений и определе- ния необходимой площади арматуры подбирается диаметр и количество стержней. Распределение стержней рабочей арматуры по сечению осу- ществляется, как в плитных конструкциях. Наиболее важной с точки зрения работы колодца является горизонтальная арматура, воспринимающая напряжения, воз- никающие как в процессе погружения, так и в процессе экс- плуатации колодца. Горизонтальная арматура обычно прини- мается двойной. Она может быть симметричной (Га=/'а'и не- симметричной (Га^^а)- В первом случае, если главные косые напряжения не могут быть восприняты одним бетоном, они пе- редаются, кроме него, на поперечную арматуру в виде хому- тов, располагаемых горизонтально в местах пересечения го- ризонтальной арматуры с вертикальными стержнями. Расстоя- ние между хомутами по горизонтали и по вертикали должно 16 -200 241
быть нс более 15 диаметров стержней арматуры, работающей па сжатие, пе более толщины степы и не более 40 см. Во втором случае для воспринятая главных косых напря- жений, помимо хомутов, могут быть использованы также от- гибы, получаемые в результате размещения арматуры в соот- ветствии с эпюрой изгибающих моментов и с соблюдением тре- бований норм. Если главные косые напряжения могут быть восприняты одним бетоном, то хомуты устанавливаются конструктивно. Вертикальная арматура, определяемая расчетом на обрыв колодца, предусматривается обычно также двойной. Она вос- принимает растягивающие напряжения, возникающие при за- щемлении колодца в грунте. Кроме того, вертикальная арма- тура воспринимает напряжения, возникающие в вертикальном направлении при случайных перекосах во время погружения колодца. Эта арматура служит также распределительной для горизонтальной арматуры и располагается с наружной сторо- ны по отношению к горизонтальной арматуре. Если вертикальная арматура по расчету не нужна, то сты- ки стержней распределительной арматуры, устанавливаемой вертикально, устраиваются как в растянутых стержнях. Защитный слой для горизонтальной арматуры должен быть увеличен против требований норм не менее чем на 10 мм и дол- жен 'составлять не менее 50 мм с расчетом на возможные по- вреждения лицевой стороны бетона при погружении колодца. В местах сопряжения стен во входящих углах предусмат- риваются скосы с размером катета не менее 10 см для умень- шения концентрации напряжений. Эти скосы армируются стержнями такого же диаметра и в таком же количестве, как в наиболее напряженной из сопрягающихся стен. Расчет ножевой части колодца. Ножевая (скошенная) часть наружных стен рассчитывается в вертикальном направлении как консоль шириной 1 м с вылетом h, защемленная в сечении I—I (рис. 91). Если паз для опирания плиты днища расположен на расстоянии не более 0,25 м выше начала скоса, более опасным будет сечение II—II, и вылет консоли принимается равным h + h\. В горизонтальном направлении ножевая часть рассчи- тывается как замкнутый контур с шириной сечения h (или h + hi) аналогично расчету стен на действие бокового давле- ния грунта. При расчете как в вертикальном, так и в горизонтальном направлениях рассматриваются два случая. В I случае грунт под ножом колодца подобран (рис. 91). Считается, что колодец опущен до проектной отметки. Тогда нагрузкой на консоль будет боковое давление грунта, действу- ющее снаружи. Если колодец погружается без водоотлива и 242
бетонную пробку предполагается укладывать методом подвод- ного бетонирования, то это давление следует уменьшить на ве- личину давления воды на данной глубине. Полное давление грунта на консоль в этом случае равно Е = 2~ ' * h> (212) где <7в—давление грунта у защемления консоли в т/л2; qB—давление грунта на уровне банкетки в т/л2; h—высота ножевой части. Рис. 91. К расчету ножевой части на внеш- нее давление грунта. Рис. 92. К расчету но- жевой части при форси- рованной посадке колод- ца. Точка приложения полного давления пеции) находится от низа ножевой части (центр тяжести тра- на расстоянии h . 2^n + q„ 3 qB + 7н Ёо II случае посатка колодца, форсированная (ускоренная), консоль рассчитывается на распор Н, являющийся горизон- тальной составляющей реактивного давления грунта на на- клонную грань консоли (рис. 92). Реактивное давление грунта определяется в предположе- нии, что колодец, имеющий полную высоту, погружен наполо- вину в грунт. Вес колодца принимается без учета взвешива- 1 (j 1! 243
ющего влияния воды на часть колодца, лежащую ниже гори- зонта грунтовых вод, при минимальной величине сил трения по наружной поверхности колодца. Глубина погружения ноже- вой части консоли в грунт принимается равной полной высо- те консоли h при погружении колодца в водонасыщенный-грунт и 0,5—1,0 м, — при погружении выше горизонта грунтовых вод (в зависимости от плотности грунта). Для этого случая давление одного пог. м стены колодца с учетом трения стены колодца о грунт равно Р Р—Т (213) где Р—полный вес колодца без учета взвешивающего влия- ния воды на часть колодца, погруженную ниже гори- зонта грунтовых вод; Т—полная минимальная сила трения стен погруженной в грунт части колодца по. грунту; Uo—периметр колодца по осям наружных стен. Тогда полная реакция, равная сумме реакции банкетки и вертикальной составляющей реакции скошенной части /?2, равна найденной величине р, то есть /?! + (214) Раскладываем полное реактивное давление грунта R на R\ и R2 пропорционально эпюре давления на грунт. Считая для простоты (7=1, получим: (215) Давление грунта R действует на скошенную грань не по перпендикуляру к скошенной грани ножевой части, а по ли- нии, составляющей с перпендикуляром угол <р, причем tg?)—ко- эффициент трения кладки по грунту. Зная коэффициент тре- ния, можно определить величину угла <р в градусах. 244
Коэффициенты трения колодца по грунту, равные tg^, име- ют следующие величины: При трении стенки с бетонной гладкой поверхностью: по рыхлому илу . 0,08 по плотно слежавшемуся илу . . . 0,10 по суглинку средней плотности . . . 0,20 по глине (маловлажной)...................... 0,20 по глине (водонасыщенной)................... 0,18 по песку или гравию (в зависимости от плот- ности) .....................................0,25—0,30 При трении стенки с бетонной поверхностью (ше- роховатой) по рыхлому илу............................ 0,15 по плотно слежавшемуся илу . . . 0,20 по суглинку средней плотности . . . 0,30 по глине (маловлажной) .... 0,50 по глине (водонасыщенной) .... 0,40 по песку или гравию (в зависимости от плот- ности) ...............................0,40—0,50 Тогда при принятых на рис. 92 обозначениях: /?'=-----------; cos(a — <р) (216) Н = /?'sin(a — (р) = Р2 ' tg(a~ ?)• После определения нагрузок производится расчет ножевой части колодца в вертикальном и горизонтальном направлени- ях для обоих случаев. Расчет в вертикальном направлении заключается в провер- ке напряжений в вертикальной арматуре и бетоне сечения I—I от действия отрицательного момента (I случай) и положи- тельного момента (11 случай). Вертикальная арматура консоли назначается двойной сим- метричной. Ее площадь должна составлять не менее 0,25% площади бетона в сечении I—I как с наружной, так и с внут- ренней (скошенной) стороны консоли, но не менее 5 0 14 с каждой стороны сечения на 1 пог. м длины стены. Стержни должны доходить до банкетки. Кроме того, эти стержни долж- ны быть заведены вверх за сечение I—I на высоту, равную 0,2 высоты стен колодца, но не менее, чем на высоту, равную половине расстояния между двумя наиболее близко располо- женными смежными стенами, включая и внутренние. Найден- ная высота не должна быть менее 0,5 м при условии, что вер- тикальная арматура консоли связывается с вертикальными 245
стержнями, поставленными из расчета стен на обрыв, и не ме- нее 1,5 м при их свободном окончании. Максимальная величина отрицательного момента в сече- нии I—I соответственно 1 расчетному случаю может быть определена из выражения Ммкс =-E(h-y}. (217) Поперечная сила равна: Q = E. (218) Далее определяются напряжения от этого момента в по- ставленной арматуре и бетоне в сечении I—I и сравниваются с допускаемыми. В необходимых случаях сечение стержней увеличивается. Максимальная величина положительного момента соответ- ственно II случаю загружения консоли составляет 2)__ /*» / /* \ AfMKC = H(h - h2} + + /Ц — - , (219) а продольная и поперечная силы N = R- Q = H. (220) Та же вертикальная арматура проверяется на действие усилий М и N. Кроме того, и в том и в другом случае сечение проверяется на действие поперечной силы и в случае необхо- димости ставятся отогнутые стержни. При высоких консолях аналогичная проверка делается и в сечении П—II (рис. 92). Главные косые напряжения для нейтрального слоя' прове- ряются по формуле т = (221) 'пр Р где Q—поперечная сила; Snp —приведенный статический момент скалывающейся части сечения относительно центральной оси; /пР —приведенный момент инерции всего сечения относи- тельно той же оси; b—ширина сечения, равная 1 пог. м. При двойной симметричной арматуре и учете работы бето- на на растяжение нейтральная ось совпадает с геометриче- ской осью сечения. Главные косые напряжения не должны превосходить до- пускаемых. 246
Расчет ножевой части в горизонтальном направлении ма- ло отличается от аналогичного расчета стен. Отличие заклю- чается лишь в том, что изгибающие моменты и продольные си- лы в замкнутом контуре (в кольце при круглых колодцах) определяются дважды: один раз от равномерно распределен- ной нагрузки интенсивностью Е, действующей снаружи рамы, и второй раз — от нагрузки Н, прилаженной изнутри к на- клонной грани ножевой части. Изгибающие моменты и нор- мальные силы определяются по формулам (167) — (195); во втором случае, при расчете на распор И знаки их обратны, и но максимальным их значениям подбирается горизонтальная арматура ножевой части. Условно при подборе ее можно счи- тать сечение прямоугольным. Ширина его принимается равной высоте консоли h (в отличие от расчета стен, где она принима- лась равной 1 лт), высоту же можно принять равной Сер = , (222) где д—толщина стены; Ci—ширина банкетки. Площадь подобранной непременно двойной арматуры на I м высоты консоли должна быть не меньше площади гори- иштальной арматуры, приходящейся на 1 м высоты нижнего участка стены, и не менее 50% площади вертикальной арма- гуры сечения I—I, приходящейся на 1 пог. м длины стены. Стальной нож, которым снабжена банкетка, в расчет не вводится. При наличии высокой ножевой части целесообразно устанавливать дополнительные отогнутые стержни — короты- ши, которые должны быть заведены в стены не менее чем на I м выше начала скоса ножевой части. Расчет днища колодца. Когда плоское днище колодца со- стоит из бетонной подушки и железобетонной плиты, рассчи- тывать нужно и подушку и плиту. Бетонная подушка опускного колодца во время сооруже- ния днища должна полностью воспринять гидростатическое /|явление. Впоследствии она улучшает работу днища. Обычно подушка не армируется и имеет значительную толщину. Если грунты обеспечивают возникновение сил трения, удер- живающих колодец от дальнейшего погружения, в качестве расчетной нагрузки на подушку может быть принята равно- мерно распределенная нагрузка q, равная разности гидроста- тического давления, действующего снизу вверх, и собственного веса подушки, действующего сверху вниз. Толщину подушки при определении ее веса можно предварительно принять рав- шп1 высоте ножевой части. 247
При наличии слабых, легко размываемых грунтов (илова- тые пески, суглинки, мелкие пески, плывуны и т. п.) это поло- жение неприемлемо и в качестве расчетной нагрузки следует принимать реактивное давление грунта, равное весу стен ко- лодца, распределенному по площади подушки. Силы трения, гидро статическое давление и вес оборудования, распо- ложенного па днище, в этом случае в расчет не принимаются. Расчет подушки прямо- угольных в плане колод- цев ничем не отличается от расчета бетонных плит балочных или опертых по контуру (в зависимости от соотношения сторон). Расчет подушки круг- лых в плане колодцев про- изводится как плиты, опертой по контуру, по максимальной величине Рис. 93. Расчетная нагрузка и эпюры изгибающих моментов круглой пли- ты, опертой по контуру: а—эпюра тангенциальных моментов; (5—эпюра радиальных моментов. радиального и тангенциального изгибающих моментов, кото- рые в центре подушки равны один другому (рис. 93) и опре- деляются по формуле 2 2 Мр = М, = g''|6r-J- (3 + 7) = ?<11‘6Гп (3 + 0,15) = = 0,1 98<7р • Гп , (223) где qp—расчетная нагрузка; гп—радиус подушки, равный внутреннему диаметру но- жевой части на середине ее высоты; 7—коэффициент Пуассона (коэффициент поперечной де- формации бетона), принимаемый равным 0,15. Перерезывающая сила на опоре подушки равна Q------(224) » 2 а тангенциальный момент 2 (1 _ т) = о, 104-t/p • г’ . (225) 248
Расчет производится для полосы шириной в 1 м. Момент сопротивления составляет W = = М40П (226) 6 гри И = 1 Z. (227) |/ Здесь К—коэффициент запаса, принимаемый как для бетон- ной конструкции для случая действия основных и дополнительных нагрузок в связи с кратковремен- ностью использования несущей способности по- душки; (Три —предел прочности бетона принятой марки на растя- жение при изгибе. Толщину подушки, полученную по расчету, следует увели- чить на 0,25—0,35 ж, так как нижний слой бетона обычно по- лучается низкого качества. Расчет круглой подушки как пологого купола включает ряд необоснованных положений и потому не может быть рекомен- дован. Расчет железобетонной плиты днища производится анало- гично расчету подушки. Нагрузкой на плиту, являющуюся ос- новной несущей конструкцией, следует считать полное реак- тивное давление грунта от собственного веса сооружения, обо- рудования и эксплуатационных нагрузок, кроме веса днища и нагрузок, расположенных непосредственно на нем. Реактив- ное давление грунта определяется путем расчета колодца как фундамента. В том случае, когда эпюра напряжений выража- ется трапецией, нагрузку qv в запас прочности следует при- нимать равной максимальной ординате эпюры. Силы трения по боковой поверхности могут учитываться только для части колодца, лежащей выше максимального го- ризонта грунтовых вод. В тех случаях, когда эта часть ме- нее 0,6 полной высоты колодца, сил трения учитывать не сле- дует, так как с течением времени они уменьшаются, особен- но при колеблющемся уровне грунтовых вод. При отсутствии грунтовых вод железобетонное днище- должно рассчитываться как плита на упругом основании, по- скольку подушка в этом случае отсутствует. Когда имеется одна или несколько промежуточных стен, жестко связанных с наружными стенами колодца, их следует считать дополнитель- ными опорами для плиты днища, которую можно принимать разрезной. 249
Точный расчет круглых плит с промежуточными опорами затруднителен. Приближенный расчет круглой плиты с одной промежуточной произвольно поставленной прямолинейной опо- рой предложен Л. А. Четверниным (рис. 94). Рис. 94. Расчетная схема круглой плиты с промежу- точной опорой. Для расчета предлагается каждую часть круга привести к прямоугольнику следующим способом. Определяется расстоя- ние от центра круга до центра тяжести площади сегмента (меньшей части круга) V 4 г • sin3a (99Я1 ' 12?'с - 3 ’ 2а —sin22a ' 1 > Здесь Fc, S* —площадь сегмента и его статический момент относительно оси, проходящей через центр окружности параллельно оси промежуточной стенки; г—радиус окружности; а—половина центрального угла, стягиваемого хор- дой, являющейся осью промежуточной ~стены. Параллельная ей хорда, проведенная через центр тяжести сегмента, принимается за большую сторону прямоугольника. Ее длина равна ь^чУ^ + xi . (229) 250
Обозначив через h\ высоту сегмента, a hz—высоту остальной •меги окружности, меньшую сторону прямоугольника можно imiith по формуле (230) 4 j де L = 2 Уht[2r — — длиша хорды (длина оси промежуточ- ной стенки). Вторая плита (большая) приводится к прямоугольнику аналогично. В качестве большей стороны прямоугольника при- нимается хорда, проведенная через центр тяжести полукруга (а не действительной фигуры) параллельно оси промежуточ- ной стенки. Расстояние от центра тяжести полукруга до диаметра, па- раллельного оси промежуточной стенки, принимаем = — - = 0,4244 г, (231) 0,5~г2 статический момент полукруга отно- через центр окружности параллель- где Fa и S.i—площадь и гптельно оси, проходящей ио оси промежуточной стенки. Тогда большая сторона прямо- угольника равна 62=2]/Д^Г. (232) Меньшая сторона прямоугольника может быть определена по формуле a, = h,- 2r-~ b\ (233) 2 После определения размеров каждой плиты определяется отношение больщей стороны к меньшей. В зависимости от это- ю отношения плита рассчитывается, как свободно опертая по ipt’M сторонам и защемленная по промежуточной стенке (либо н запас прочности свободно опертая по четырем сторонам) ii.iiii как балочная, свободно лежащая на одной опоре и за- щемленная на промежуточной стене (в запас прочности сво- бодно лежащая на обеих опорах), по обычным формулам. Толщина плиты определяется по максимальному моменту. Рекомендуется [73] принимать площадь арматуры на опоре на Ю -50% больше площади арматуры в пролете. 251
При расчете конических днищ отстойников, эмшсрских ко лодцев и т. п. рассматриваются два случая (рис. 95). 1. Си л а-"трен и "я стен колодца по грунту превышает соп ственный вес и полезную нагрузку колодца — вес жидкости, заполняющей колодец. Коническое днище может свободно де формироваться (прогибаться). Нагрузкой в этом случае явля ется давление жидкости изнутри колодца. Рис. 95. Расчетная схема конического днища опуск- ного колодца: а—при расчете на давление жидкости внутри ко- лодца; б—при расчете на реактивное давление грун- та при пустом колодце. Меридиональные усилия (усилия вдоль образующих кону- са) в конической части днища определяются по формуле Г, = 7'Z'ctgtt (3/ -2г), (234) 6sin а где z—расстояние от вершины конуса до расчетного сечения по вертикали (величина переменная); h—высота конуса; а—угол наклона образующей конуса к горизонту; /—высота стояния жидкости в колодце; 7—объемный вес жидкости. Максимальные меридиональные усилия T’imkc возникают при f>h в сечении 2 = Л; при f=h в сечении 2 = 0,75А. В верши- не конуса (г = 0) Т] = 0. Кольцевые усилия определяются по формуле 7’2 = 7 • 2(/—z) dg2a • cosa. (235) Максимальные кольцевые усилия (Тгмкс ) возникают при f>2h в сечении z—h\ при h<f<2h в сечении z=0,5/; при f—h в сечении 2 = 0,5/г; при z = f и при 2 = 0, 72 = 0. 2. Днище рассчитывается на' реактивное давление грунта при пустом колодце. При этом считается, что трение по боко- 252
ihii'i поверхности отсутствует. В зависимости от своей кон- tipVKiiBii подушка может передавать давление на коническую и f.iieюбетонпую часть или в виде нагрузки, распределенной равномерно по всей ее поверхности, или в виде сосредоточен- IHHI силы, приложенной в вершине конуса. В последнем слу- чив подушка является плитой, работающей на реактивное дав- jh iiiie грунта и имеющей дополнительную опору в центре. Наиболее невыгодным для конической части днища будет но случай, когда подушка * передает реактивное давление । рун га равномерно по всей поверхности конуса. В этом слу- чав меридиональное усилие в конической части днища равно д? • * 2 sin2а (236) кольцевые усилия г2 Г,—(237) Здесь 7р—реактивное давление грунта, определяемое так же, как для плоского днища; rz—радиус рассматриваемого сечения (радиус осевой линии сечения на расстоянии z от вершины кону- са по вертикали). По наибольшим усилиям, найденным для двух рассмотрен- ных случаев, подбирается арматура в каждом из сечений. Меридиональная и кольцевая арматура принимается двойной. Опорное сечение конического днища (в месте перехода в ци- линдрическую часть) проверяется на поперечную силу по фор- м уле Т 2кгЬ а гл Яр Яб (238) где Q—вес жидкости (в расчетном объеме); Р—вес конической части днища; г—радиус колодца; b—толщина конической части днища в рассматриваемом сечении;. /?р —предел прочности бетона при осевом растяжении; /(б —коэффициент запаса, принимаемый согласно СН 55-59 (табл. 8, поз. 2 «а»). При невыполнении условия (238), то есть когда величина стгл не может быть воспринята бетоном, проверяется условие где Ла —тот же коэффициент, но принимаемый при условии наличия арматуры (там же, табл. 8, поз. 2 «б»). 253
§ 6. ПРОВЕРКА КОЛОДЦА НА ВСПЛЫВАНИЕ Опускные колодцы, погружаемые у берегов водоемов! должны проверяться на всплывание. Коэффициент запаса на всплывание равен г Р К, = . > 1,1 1,25, (239| Рв где 2Рул —-сумма сил, удерживающих колодец от всплывания и действующих сверху вниз; Рв —сила, выталкивающая колодец и действующая снизу вверх. К силам, удерживающим колодец от всплывания, относятся: а) собственный вес колодца без веса оборудования, жидко сти в колодце и т. п.; б) силы трения стен колодца по грунту при наличии мало размываемых грунтов. В большинстве случаев, особенно при меняющемся горизонте грунтовых вод, силы трения учитывать не следует. Сила, выталкивающая колодец, равна объему части колод- ца, расположенной ниже горизонта грунтовых вод, умножен- ному на объемный вес воды 70= 1 т/м3. Коэффициент запаса на всплывание принимается равным 1,25 с учетом сил трения и равным “1,1, если силы трения не учи- тываются. § 7. ПРИМЕР РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ КОЛОДЦА Рассчитать опускной колодец под мокрые камеры насосной станции. Количество камер—три, размерами не менее 3x3,5 м каждая. Геологическое строение грунта в месте сооружения колодца' следующее: а) мелкий песок с примесью ила, очень влажный; мощность, слоя «1=1,3 м; угол внутреннего трения g?i=250; объемный вес 71=1,7 т/м3; б) мелкий песок, плотно слежавшийся; выше горизонта грунтовых вод очень влажный, ниже — водонасыщенный.. Горизонт грунтовых вод делит песок на два слоя. Мощность первого слоя «2 =2,10 м; угол естественного от- коса 992 =32°; объемный вес 72 =1,9 т/м3; Мощность второго слоя «2 =3,90 м; угол естественного от- коса срз =28°; объемный вес 72 =2,0 т/м3; в) супесь водонасыщенная; мощность слоя s3 = 4,60 м, угол внутреннего трения §93 = 22°; объемный вес 73= 1,96 т/м3;
г) глина средней плотности в пластичном состоянии, мощ- ность слоя «4=12,10 м; угол внутреннего трения <р4 = 30°; объем- ный вес 74=1,94 т/м?. Условный горизонт грунтовых вод с учетом возможного его повышения проходит на глубине 3,4 м от дневной поверхности.. Пласты имеют угол падения около 4° и потому в преде- лах участка, где погружается колодец, условно могут быть приняты горизонтальными.' Принимаем толщину стен и перегородок равной 0,8 м. Учитывая возможное в процессе расчета увеличение толщины- стен, проектируем колодец прямоугольный в плане, размерами в осях наружных стен 1200X450 см, разделенный двумя пере- городками на три равные камеры. При принятой толщине стен и перегородок внутренний раз- мер каждой камеры получается 320x370 см. Стены колодца- приняты одной и той же толщины по всей высоте колодца. Глубина погружения колодца принята 12,5 м от дневной поверхности. Достаточность принятых размеров подтверждается расче- том колодца как фундамента. Ножевая часть запроектирована высотой 100 см с шириной; банкетки 20 см, что соответствует углу наклона скошенной грани к горизонту 60°. Нож усилен двутавром № 20, а с одной срезанной наполо- вину полкой по типу, изображенному на рис. 72, е. Для изготовления колодца принят бетон марки 150 на пуццолановом цементе. Арматура принята горячекатаная круглая из стали мар- ки Ст. 3. Определим коэффициент погружения колодца. Объем стен колодца выше горизонта грунтовых вод £+=(12,8-0,8-2 + + 3,70 • 0,8 • 4)3,40= 109,89 м3; ниже горизонта грунтовых вод. е2= (12,8-0,8-2 + 3,70-0,8-4)9,10 = 294,11 Л43. Полный вес колодца с учетом взвешивающего влияния во- ды, считая объемный вес железобетона равным 2500 кг/л3, со- ставляет Q= 109,89 • 2,5 + 294,11 (2,5—1,0) =686,80 т. Периметр колодца (7=12,80-2,0 + 5,30-2,0 = 36,20 м. Средневзвешенная сила трения грунтов, проходимых колод- цем, равна f = 1,301,90-2,101,60 -3,90 ДИ ,40 -4,60-^2,0-0,60 == 9 1,30 + 2,10 3,90 + 4,60 + 0,60 255
Полная сила трения по боковой поверхности колодца Ртр =36,20(12,5—2,5) • 1,58 = 571,24 т. „ .. „ 686,80 1 , Коэффициент погружения колодца = Таким образом, принятая толщина стен близка к мини- мально допустимой из условий погружения колодца. Давление грунта на боковую поверхность стен колодца по нижней границе первого слоя (мелкий песок с примесью ила) равно Л = Т1 «1 • tg2 (45° — -у = 1,70 • / 95° 1,30 . tg2 (45° — —— \ 2 = 0,897 т /м2, а по верхней границе второго слоя (очень влажный песок) Л=71 -s. -tg2(45°--------------------------------------------------+ = 1,70- / 32° 1,30. tg2 45°--у = 0,736 т/.и2. Давление грунта на уровне горизонта грунтовых вод выше горизонта грунтовых вод составляет ^2 = (Ti •Si + f2--s2) • tg2 (45е-^ = (1,70- 1,30 + (ono у 45° j = 1,903 т/м2; ниже горизонта грунтовых вод Pi = (ъ • s> + 72 • S2) • tg2(45° - = (1,70 • 1,30 + + 1,90-2,10) • tg2^45° — J = 2,238 т/м2. Давление грунта по нижней границе второго слоя (песок водонасыщенный) равно Рз = [71 • • s', + (12 — То)«2 ]tg2 (45° ) + № == = [1,70 • 1,30+1,90 • 2,10+ (-2,00—1,00) • 3,90] • • tg2f45° - 1,00 • 3,90 = 7,536 т/м2; s 256
давление по верхней i ранице третьего слоя (супесь водо- носы [ценная) /'з = f Ti St +12 • S2 + (т* — То) S2 ] • tg2 ^45° — у) + То • S2 = = [1,70- 1,30+1,90-2,10+(2,00—1,00) • 3,90] • / 17° \ ' • tg2 • 45°------— +1,00 • 3,90 = 9,435 т/л*2; \ 2 / по нижней границе третьего слоя (супесь водонасыщенная) ?4 =1Т1 • S1 + та • S2 + (Т2 — То)$2 + (Тз — To)s3]tg2 ^45° — + -I- To(s2 4- s3) = [ 1,70 • 1,30 + 1,90 • 2,10 + (2,00— 1,00) • 3,90 + (1,96 - / 92° \ — 1,00) • 4,60] • tg2 ( 45°-j + 1,00 (3,90 + 4,60) = 15,119 т/м2; давление по верхней границе четвертого слоя (глина) Р4' в (Т1 . S1 4- . S2 + Т2 • sj + Тз • 53)tg2 ^45° — = = (1,70 • 1,30+1,90 • 2,10 + 2,00 • 3,90+ 1,96 • 4,60) • . tg21 45° - =7,664 т/м2; по нижней границе четвертого слоя (глина) Р5 = (Т1 • «1 + Т2 • 52 + Т2 • S2 + Тз • 53 4- Т4 • 54) • tg2^45° - = = (1,70- 1,30+1,90—2,10 + 2,00-3,90+1,96-4,60+1,94- 12,10) • (30° \ 45° —I = 15,482 т/м2. Давление грунта на отметке начала скоса ножевой ча- сти — 11,50 м. Р* = [Т1 • 51 4" Т2 52 4- (Т2 — То) • 52 4~ (Тз ~ То)5з ]tg2^45° — 4“ 4- То(52 4-5з W1.70 -1,30+1,90-2,10+ (2,00—1,00)3,90+ (1,96— / 22° \ 1,00) • 4,20] tg21 45°-— + 1,00 (3,90 + 4,20) = 14,590 т/м2. \ 2 / 17—200 257
Давление на отметке ножа колодца — 12,50 м. Рн = (1,70 • 1,30 + 1,90 • 2,10 + 2,00 • 3,90 + 1,96 • 4,60 + 1,94 • 0,60) • Эпюра давлений грунта на стены колодца показана на рис. 96. Давление на отметке — 10,70 (низ перегородок) 4 258
/>.,=[ 1,70 • 1,30 + 1,90 -2,10-1- (2,00— 1,00) 3,90 + (1,96— 1,00) 3,40] • / 22° •tg2 45°-^- 6 I 2 + 1,00(3,90 + 3,40) = 13,226 т/М Общая высота оболочки колодца 12,50 м. Делим ее на ipn зоны соответственно эпюре, боковых давлений грунта: верхнюю высотой 3,40 м с максимальным давлением 1,903 т/м2; среднюю — высотой 3,90 м с максимальным давлением 7,536 т/м2; нижнюю — включающую ножевую часть с максимальным давлением 15,119 т/м2. В каждой зоне рассчитываем участок высотой 1 м. Усилия При вычислении величин расчетных изгибающих моментов п продольных сил при невыгоднейших для каждого из сечений возможных сочетаниях нагрузок учтены возможная высота стояния жидкости в камерах и случаи ремонта одной или двух из трех камер. Рассматривались следующие виды нагрузок: 1) боковое давление грунта при условии, что колодец по- гружен до проектной отметки, но камеры не наполнены; 2) при наличии того же давления грунта: заполнена только средняя камера; заполнена только одна из боковых камер; заполнены средняя и боковая камеры; заполнены обе боковые камеры (средняя пустая). Для каждого из этих случаев вычислялись изгибающие мо- менты и продольные силы. Вычисления ввиду их простоты опу- щены и величины, принятые в качестве расчетных, приводятся в готовом виде. I зона (верхняя). Изгибающие моменты: = — = = —2,967 тм; Мг— I — Мз—4 = /И6_5 = М7—8 — —2,448 тм; Л4?-8 = Л44п_5= + 1,849 тм; М2-з = Мб_7= +1,358 тм; М"-2 = = Ms-6 = Mf-s= +1,098 тм. 17* \ 259
Продольные силы: #i-4 = ^5-8 =4,282 т; #1-8 = N^-5 =3,045 г; Л/г—7 = #з—б =7,482 т . II зона (средняя). Изгибающие моменты: М1 = М4 = М5 = М8 = ~ 11,756 тм] М—i — М-4 = Л4б_5 = Д47_8 =—9,700 тм] М-s = М—5=+7,318 тм] М-з = М-7 = + 5,372 тм] М-2 = М-4 = М-о = М-s =+4,344 тм. Продольные силы: Ni-i = #5-8 = 16,956 т; М_8 = #4_5 = 12,058 г; М_7 = #3_б = 29,630 т. Ill зона (нижняя). Изгибающие моменты: М=М=М = М = —23,587 тм] M-i = Л4з-4 = М-б = М-з =—19,462 тм] М-8 « М-5 = +14,679 тм] Мг-з = М-7 = + 10,776 тм] - М—2 = М-4 = ММ = ММ = +8,713 тм. Продольные силы: М-4 = #5-8 =34,018 T] М_8 = Л/4_5 = 24,190 T] Л'2_7 = #3_6 = 59,445 т. Подбор сечения арматуры I зона (см. рис. 97). Проверяем, нужна ли арматура по рас- чету в наиболее напряженных (опорных) сечениях 1, 4, 5, 8. При этом учитываем, что во всех указанных сечениях действует момент Л41 = —2,967 тм, но разные продольные силы сжатия #1-4 =4,282 (вдоль длинной стороны) и #1-8 =3,045 т (вдоль короткой стороны). Считаем сечение бетонным, тогда 260
Afj A^i—s °бр~Пг ~F~' Об = 0,8-^4--^=1; W F F = b<3 = 100- 80 = 8000 cm2- Й-82 100 • 802 3 -----= 106 667 cm, 6 w = 6 296700 3045 o _Q n 0Q _ , g6d =---------------=2,78—0,38 = 2,40 кг cm2-, 106667 8000 _ o 296700 . 4282 onn , nc, o, 2 g6 =0,8---------k'----- =2,22 + 0,54 = 2,76 кг cm2. 106667 8000 Принимаем величины коэффициентов запаса для сооруже- ния П класса из неармированного бетона при действии основ- ных нагрузок: для случая растяжения /< = 3,3; для сжатия /< = 2,2. Тогда Со. р. =2,40 кг1см2<Ш~- ср= » 1=6,81 кг{см2-, f\ OjO (Тб =2,76 кг/см2< (р= JlSL .1=52,27 кг/см2,. Следовательно, арматура по расчету не требуется. Принимаем ее конструктивно в количестве 508 с каждой стороны сечения, что составляет Fa -фF' =5,04 см2 или 0,063% от рабочей площади сечения бетона. II зона. Сечения 1, 4, 5, 8 (опорные), 44=11,756 тм-, TVi-4 = 16,956 т; 4/1-8= 12,058 т- 1175600 12058 11ПО . -. о5„ =----------------------= 11,1)3 — 1,64 = 106667 8000 = 9,49 /сг/сл12>6,81 кг/см2-, об = 0,8 1175600 16-5- = 8,82 -|-2,12 = 106667 8000 = 10,94 кг/слт2<52,27 кг!см2. Отсюда видно, что в этих сечениях растянутая арматура не- обходима по расчету. Сжатая же должна быть установлена конструктивно. 261
Примем величины а = а' = 0,05д = 4,0 см. Отнесем усилия к оси, проходящей через центр тяжести растянутой арматуры. Тогда = — -а} =16,956 —0,04^ =6,100 тм- \ 2 ) V 2 ) MF =М + М„ =11,756 + 6,100=17,856 тм. a s Примем минимально возможное количество арматуры F&i = Fa = 19,00 см2 (5 022 мм), тогда по формуле (201) Л4з = 300 • 19,00 (80—4—4) =410400 кгсм, то есть Mi = 1 785 600—410 400= 1 375 200 кгсм. Тогда по формуле (202) Р . QQ 1,8 • 1 375 200 , + = 1-38~2850776—= ‘5’77 СМ И г _ Р IP 1С 77 J 1 n no 1,8-16 956 „ Fa — Fa + Fa------—15,77 + 19,00-----ncch ~24,06 CM2. 1 2 oT 28ou Полученная (с некоторым запасом) площадь арматуры мало отличается от принятой. Оставляем для этих сечений принятую ранее растянутую и сжатую арматуру в количестве по50 22 мм. Таким образом, Fa 4~ Fa =38,00 см2, что соответствует тре- бованиям норм. Проверяем напряжения в растянутом бетоне по форму- ле (204). Коэффициент приведения: Еб 2,1 • 10й 1,45-105 14,48. Арматура симметрична и потому х= = 40 см. 3 2 Тогда Fnp= 10080 + 2- 14,48- 19,00 = 8550 см2\ О У 2 I /8 \2 /о \з ^пр = —о--------- + nFа I —-------а ] + nF' I -7:------а' ) = о \ Л / \ 2, / 80\ 2 ) /80 V —Е + 2 - 14,48 • 19,001 -х- - 4 =4 980 000 см\ \ / 262
М(8-х) TV 1 175 600(80-40) 12058_ 7пр 7% 4 980 600 8550 = 8,03 кг!см*< Ь5-/ 15 =22,50 кг/см2. Ат А Условие прочности выполнено. Проверять остальные сечения нет надобности, так как, если в некоторых из них и потребуется расчетная арматура, ее ко- личество будет меньше минимального процента армирования и меньше, чем в опорных сечениях. Поэтому во всех остальных сечениях второй зоны назначаем арматуру конструктивно в количестве Fa = Г'а = 19,00 см2 (5022 мм). Армирование второй зоны показано на рис. 97. Первая зо- на армируется аналогично, но стержнями меньшего диаметра. III зона. Сечения 7П, 4л, 5Л, <9П(опорные), Л4 =—23,587 тм-, А = 34,018 т. Проверяем необходимость армирования: 2358700 34018 с л ос абР =---------------------= 22,6 — 4,26 = 106667 8000 = 18,34 кг/см2 > 6,81 кг/см2; А о 2358700 . 34018 пп Q. 3 . ™ о_ , аб = 0,8--------------------= 22,34 кг!см2 <52,27 кг!см2 106667 8000 По расчету необходима только растянутая арматура М—дг/А — =34,018 ( 0,04^) =12,246 тм; к 2 / \ 2 / Mr =23,587+12,246 = 35,833 тм. а Принимаем предварительно минимальное количество арма- туры F&2 = = 19,00 см2 (5022 мм), тогда М2 = 300 • 19,00(80—4—4) =410400 кгсм; 442<Л1^ ; Л4х = 3 583 300—410400 = 3 172 900 кгсм; тогда А, = 1,38 1,38 1,89яУ-727в°0=36.39 см2. 1 ат й0 2 850 • 76 263
Потребное количество арматуры в растянутой зоне по фор’ муле (203) составляет = 19,00 + 36,39 - < b8 = 33,90 см2. 2850 Принимаем в растянутой зоне 10022 мм—Ла =38,00 см2; в сжатой зоне 5 0 22 мм Fa' = 19,00 см2 (0,2% от площади бетона составляет 15,2 см2). Общий процент армирования равен ЖЮ+19,00 100 - 80 /0 Проверяем напряжение в бетоне: Fnp =100 >804- 14,48 -38,00+ 14,48- 19,00 = 8825 см2. Статический момент приведенного сечения относительно сжа- той грани с b-о2 „ .. . , , 100-802 Snp=—2----j- «Л (А — а) + nFa • а' = --------г .+ 14,48-38,00(80—4)+ 14,48- 19,00-4 = 363 000 см3; х — *^>пр F пр 363 000 8 825 = 41,12 см; Лф = + b(h -о *)3 + nFa (Л» - Л-)2 + пР;(х - а)2 = О О ЮО-41,123 , 100(80 — 41,12)3 3 3 + + 14,48 • 38,00(76—41,12)2+ 14,48 • 19,00(41,12—4)2 = 5 325 000 см4; _ 2 358 700(80 — 41,12) 34018 °бр 5 325000 8 825 “ = 13,37 кг/см2 <22,50 кг/см2. Условие выполнено. Сечения /л, 4п, 5П, 8Д (опорные). М = —23,587 тм; 77 = 24,190 кг. В этих сечениях, отличающихся лишь величиной 264
продольной силы от предыдущих, из условий армирования принята та же площадь арматуры, что и в предыдущих сече- ниях. Следовательно, величины +пр , х, /пр, не зависящие от усилий, остаются прежними. Проверяем напряжения в бетоне: 2 358 700(80- 41,12) 24 190 , . ло . , 2 ’» =-----53^5000 -...- - ~8825~=14'48 кг/сл< <22’50 Сечения 1—2, 3—4, 5—6, 7—8 (пролетные). Л1=+8,713 тм; А = 34,018 т; 871300 34018 о по /2^ cqi / л. об =------------------= 3,92 кг см2 < ----— <0 = 6,81 кг! см-; 106667 8000 К „ о 8/1300 34018 _о . п /?пр го о? / об =0,8------------------— 10,78 кг см2 < —Е <о=52,2/кг!см2. 106667 8000 К Арматура по расчету не нужна. Принимаем конструктивно 5022 мм Fa = F& =19,00 см2. Общее содержание арматуры 0 = 0,475^0,5%. Сечения 2, 3, 6, ' 7 (опорные). М ——19,462 тм; + = 34,018 т; 1946200 34018 .... . _ ' . 2 абр =--------------------- 14,00 кг/см- > 6,81 KZjCM, . . 1946200 , 34018 1ООС , сб = 0,8------------------= 18,85/<г/сж2 < 52,27 kzicm2. 106667 8000 По расчету нужна только растянутая арматура. Анало- гично предыдущему Мга = 19,462+12,246 = 31,708 тм. Принимаем, как и прежде, минимальную площадь арматуры F.dt = Fa = 19,00 см2 (5022 мм), следовательно, аналогично предыдущему +12 = 410400 кгсм, то- есть Мч<Мр ; а Ml = 3 170 800—410 400 = 2 760 400 кгсм; с . .. 1,8 • 2760400 .. .„ 2 Fa 1,38 2 850-76 31,66 СМ ’ Необходимое количество арматуры в растянутой зоне Fa = 19,00+31,66-°4018 ' — = 29,18 см2. 2850 Принимаем площадь растянутой арматуры 5 0 24 мм — Fа = = 22,62 см2; сжатой арматуры 5 022 мм — F& = 19,00 см2. 265
Общее содержание арматуры — 22,62+ 19,00 ,100 = 0)52%. 8000 Напряжения в растянутом бетоне — Fnp =100-80+ 14,48 • 22,62+14,48 • 19,00 = 8 603 см2; 'пР=-0028-°2 +14,48 22,62(80—4) + 14,48 • 19,00 - 4 = 345 992 _ 345992 Х 8 603 40,2 СМ' см*; т 100-40,213 ( 100(80 — 40,21 )3 /пр- з + з + + 14,48 • 22,62 (76—40,21)2 + 14,48 • 19,00(40,21—4) 2 = 5 047 300 _ 1 946 200(80 — 40,2 I) 34 018 Збр 5 047 300 8 603 ~ = 11,39 к.г!см2<22,50 кг)см2. Сечения 2—3, 6—7 (пролетные). /И = + 10,776 jV = 34,018 т; 1077600 34018 , РО1 = -------— =5,92 «г/^<6,81 Кг/см2; аб = 0,8 - -077600 + _34018 = 12,11 кг/см2<52,27 кг/см2. 106667 8000 Арматура по расчету не нужна, напряжения могут быть приняты одним бетоном. Принята растянутая арматура сжатая арматура (для удобства- Fa = 22,62 см2. Общее содержание арматуры 22,62 + 19,00 р —--------!--’— 8000 При этой площади арматуры напряжения в растянутом бе- тоне можно не проверять, так как оно заведомо меньше, чем -^^=22,50 кг!см2. /\т Сечения 1—8, 4—5 (пролетные). М= 14,679 тм, N— = 24,190 т. 1467900 21190 1АО ’ , _ СО1 . _ °бр =-------------------=10,80 кг см2>6,8 1 кг см2; 106667 8000 nQ 1467900 , 21190 1у|ПА , , , Об = 0,8------------------=14,09 кг см2< 52,27 кг см2. и 8000 5022 мм, Fa = 19,00 армирования) 5 0 24 = 0,52%. см4; тм; вос- см2; мм, 106667 266
Определяем количество растянутой арматуры: Л4^ = 24,190 • 0,36 = 8,708 тм; MF = 14,679 + 8,708 = 23,387 тм. а Аналогично предыдущему принято: Fa = Fa = 19,00 см? (5 0 22 мм); М2=410400 кгсм; M2<MF ; а М! = 2 338 700—410 400 = 1928 300 кгсм; v __ 1 qq t8- 1928300 оо .. 2 138 2850.76 22,14 см . 24190 • 1 8 Fa = 19,00 + 22,14 - z '° = 25,85 см?. 2850 Для удобства армирования принято растянутой арматуры 5024 мм, Fа =22,62 см2; сжатой арматуры 5 0 22 мм, — = 19,00 см2; что соответствует проценту армирования р = 0,52%. Проверяем напряжения в растянутом бетоне. Принятая пло- щадь арматуры такая же, как и в сечениях 2, 3, 6, 7 (опорных), следовательно, равны и величины Fnp, х и /пр, то есть Fnp=8 603 см2, х= 40,21 см и /пр =5 047 300 см\ Тогда 1 467 900(80- 40,21) 24 190 Сбр 5047 300 8 603 “ = 8,76 кг/см2< 22,50 кг!см2. Сечения 2—7,3^6 (перегородки). Сжаты осевой силой N=—59,445 т. Сечения рассчитываем как центрально сжатые N = _R^_ / р Fа 1 , К 1 Rnp / откуда с KN-/?Пр • F6 2,0 • 59445 - 115- 8000 OQ, 2 щ 2850 Здесь Fa—величина отрицательная и, следовательно, бетон один может воспринять сжимающие напряжения. Арматура по расчету не нужна. Учитывать влияние продольного изгиба не следует, так как со = 45О см и — = =5,65<14. Принимаем конструктивно арматуру в количестве 5022 мм с каждой стороны сечения. Общая площадь арматуры Fa =38,00 см2. ,Содержание армату- ры р = 0,475?=«0,5 %. Армирование III зоны показано на рис. ,97. 267
Расчет на обрыв колодца Определим высоту заклинившейся в грунте верхней части колодца по формуле (209) „ 686,80 И =-------------= 12,023 м. 36,20-1,578 арматура не нужна. Принимаем ее в количестве каждой стороны сечения. Общая площадь армату- = 7,86 см2. По расчету 5 010 мм с ры на 1 пог. м сечения Fa Проверяем, достаточно ли арматуры при условии, если обрывается 0,6577. Вес обрывающейся части р= (2 • 12,80 • 0,80 + 3,70 • 0,80 • 4) • 12,5 - 0,65 (2,50—1,00) = = 393,98 т. Необходимая площадь арматуры может быть найдена из фор- мулы Кт К = ЯР F6 + ЗООЕа , где /<т принимается по СН 55-59 (табл. 8). Отсюда при Кт =1,25 . КТК —ЯрЯб 1,25-393980 — 15(530-80-4 4- 320-80-6) 300 “ 300 = —43 356 ел2; при /<т =3,00 , _ 3,00 • 393 980 — 15 • 323 200 _ " 300 Полученное отрицательное значение Еа том, что и в этом случае арматура не нужна воспринять растягивающие напряжения. 12220 щи2. свидетельствует о и бетон один может Расчет ножевой части В I случае определяем величину давления на консоль и точку его приложения. Расчет ведем на 1 пог. м. Поскольку на ножевую часть передается давление двух слоев грунта, сле- дует найти две составляющих: Ej—давление супеси (слой 40 см) и Е2—давление глины (слой 60 см): £1 = ^+L5-119 0,40=5.942 г; 2 = 7,644 + 8,052 0 60=4709 т 2 Высота приложения силы над границей между третьим и четвертым слоями 268
0,40 5/1 3 а высота приложения 0,60 = 0,297 я. .2-14,590+ 15,119 14,590- 15,119 силы £2 над уровнем ножа 2 7,644 + 8,052 7,644 + 8,052 Расстояние между силами и Е2 / = 0,194+(0,600—0,297) =0,497 м; полное давление на консоль £ = 5,942 + 4,709=10,651 т. Высота его приложения над ножом У + JcE . t = 0,297 +......5,942~ - 0,497 = 0,574 м. £ 10,651 Изгибающий момент и перерезывающая сила на 1 пог. м сечения А—А (см. рис. 97) у начала скоса ножевой части по формуле (217) равны Л/мкс =10,651(1,000—0,574) =4,537 тм- Q=£=10,651 т. Проверяем напряжения в растянутом бетоне как для изо- гнутого сечения по формуле Л4(5 — х) „ mRp сбр =--------- < . /пр г Здесь m—коэффициент, принимаемый по СН 55-59 (п. 46), для нашего случая равный 1,5; Кт —принимается равным 1. Поскольку арматура, принятая при расчете колодца на об- рыв, симметрична (по 3,93 см2 с каждой стороны сечения), х= = 40 см и величина приведенного момента инерции равна Лр = 100 - 403 + 100 -(80 - 40)3 * .3193(80_40_4)2+ 3 3 + 14,48•3,93 (40—4)2 = 4 414 200 см4. Напряжения составляют: в растянутом бетоне 1 453700(80- 40) л11 . , . mR? 1,5-15 Обр —---------------- =4,11 кг/см2- <----2- = —----- 4414200 /С = 22,5 кг/см2; в растянутой арматуре Оа = П0б 1—£—£ = 14,48 - 2,11 ——-—— =53,57 кг/см2; х 40 269
в сжатой арматуре г v —- /у Л П —— Д Оа = п обр —---= 14,48.4,11 ——— = 53,57 кг/см* 2, х 40 Проверяем сечения на касательные напряжения; статический момент скалывающейся части hx2 100.402 5пр = — 4- nF. (х — а) = +14,48 • 3,93 (40—4) = = 82049 см3; . = =_»0651. 82049 = м •Гщ, Ь 4414200 100 Во II случае, поскольку грунты водонасыщены, счита- ем, что ножевая часть полностью погружена в грунт. Полный вес колодца с учетом взвешивающего влияния во- ды Q = 686,80 т. Расчет ведем без учета силы трения. Средняя длина ножа по периметру /70=2( 12 + 4,5) =33 м; реакция, при- ходящаяся на 1 пог. м длины ножа, D 686,80 QQ QQ . R —--------=22,89 тм. 33 Раскладываем реакцию на составляющие: *1 = 22,89 0,20 + ^ 2 0,20 = 9,156 D _ 22,89 ^"0,20 + -^ 2 0,60 2 13,734 т. Если коэффициент трения ножа по грунту равен 0,30, угол трения ^=16o40'; то распор Н= 13,734 • tg(60°—16°40') = 12,96 т* Усилия в этом случае по формуле (219) будут: изгибающий момент Л4мкс = 12,96(1,00 -0,50) + 9,156 -°’-? - 0,20 -}- I IQ 7Q/1 ( 0»80 п пп 0,60 \ ОР +- 13,734 --------0,20--------= 7,86 тм \ 2 2 / продольная сила Л^ = 22,89 т; поперечная сила <2 = 77=12,96 т. Проверяем напряжения в растянутом бетоне как для сжа- то-изогнутого сечения. 270
Приведенная площадь равна: £пр = 80- 100 + 2- 14,48-3,93 = 8 114 см2-, 786000(80 — 40) 22890 . 0_ , 2^оо,л , , ---4414 200 ---8ПГ=4’30 22’50 - Напряжения в растянутой арматуре ЯО__лл___4 Оа = 14,48 - 4,30 ————- =56,03 кг!см\ 40 Проверяем сечение на главные косые напряжения: т = 12960 - 82049 4414200 • 100 = 2,41 кг! см2. Примем, что внутренние перегородки во время погружения колодца не доведены до ножевой части и оканчиваются на 0,8 м выше начала скоса. Проверим прочность стен на этом уровне в сечении В—В* В I случае найдем величину давления на консоль Е и точку его приложения. Аналогично предыдущему = 13^226 +J 5,119 1 = г т 2 £2 = 4,709 г; У1 = 1,20 3 111^26^15^ 13,226+ 15,119 Уч=0,297 м. Расстояние между силами Е\ и Ez *=0,578+(0,600—0,297) =0,881 м. Полное давление на консоль £=17,007 + 4,709 = 21,716 т, а высота его приложения над ножом — - 17 007 у = 0,297 + 0,881 = 0,987 м. 21,716 Изгибающий момент и поперечная сила в сечении Ммкс = 21,716(1,800—0,987) = 17,655 w‘Q = £ = 21,716 т. 271
Напряжения в бетоне растянутой части сечения составляют: 1765500(80 — 40) . , 2 <5бп =----------------= 16,00 кг см2<22,50 кгсм2; 4 414 200 а в растянутой и сжатой арматуре , «л__40__4 Оа =|Оа |=14,48.16,00-^-^—- = 208,51 кг! см2. Главные косые напряжения т = 21716 . 82049 4414200 • 100 = 4,03 кг/см2. Во II случае величины распора и составляющих реакции прежние, а изгибающий момент, продольная и поперечная си- лы равны: <1КС = 12,96 (1,80 - 0,50) + 9,156-°--°" 0,20 + 13,734f-2i§°- -0,20- -22°-^ = 18,80 тм; \ 2 2 ) N = 22,89 т; Q = #= 12,96 т. Напряжения в бетоне растянутой зоны сечения 1880000(80-40) 22890 °бр 4414200 8114 “ = 14,22 кг/см2<22,50 кг!см2. Учитывая возможность истирания наружной поверхности стены колодца при его погружении, ее следует покрывать сло- ем штукатурки толщиной не менее 3 см с тем, чтобы после по- гружения колодца был бы обеспечен защитный слой требуе- мой толщины.
ГЛАВА IV ПОДПОРНЫЕ СТЕНКИ § 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ Подпорные стенки являются инженерными конструкциями, назначение которых удерживать сыпучие тела под углом боль- fl Рис. 98. Конструкции подпорных стенок: а—каменных; б—бетонных с наклонной задней гранью; б—бетонных с наклонной передней гранью; г—бетон- ных откосных (лежачих); д—железобетонных уголко- вых без ребер; е—железобетонных уголковых с реб- рами; 1—горизонтальная плита; 2—вертикальная плита; 3—ребро. шим, чем угол естественного откоса (рис. 98). Они нашли ши- рокое применение в различных отраслях строительства и осо- бенно в гидротехническом строительстве. 18 -200 273
В гидротехнических сооружениях подпорные стенки устраи- вают при укреплении берегов водных пространств, водосбро- сов, водоприемников. Они могут служить стенками быстрото- ков, водобойных колодцев, бассейнов, каналов и т. п. Подпорные стенки подразделяются: а) по роду материалов — на каменные (из бутовой, кир- пичной и т. п. кладки), бетонные и железобетонные; б Рис. 99. Железобетонные плитные подпорные стенки: а—с однопролетными плитами; б—с многопролетными неразрезными пли- тами. б) по конструкции — на массивные (каменные и бетонные) и тонкостенные (железобетонные); в) по характеру производства работ — на монолитные и сборные. Железобетонные подпорные стенки по конструк- ции подразделяются на три основных типа: а) плитные с каменными или бетонными контрфорсами; б) уголковые безреберные (консольные) и с ребрами; в) сборные ряжевые и других конструкций. Плитные подпорные стенки состоят из железобе- тонных плит и массивных каменных или бетонных контрфор- сов (рис. 99). Плиты заполняют пространство между контр- форсами и бывают однопролетными (рис. 99, а) или много- пролетными неразрезными (рис. 99,6). Уголковые подпорные стенки устраиваются без- реберными (рис. 98, д, 100) или с ребрами (рис. 98, е). Безреберные уголковые стенки состоят из вертикальной и горизонтальной (фундаментной) плит. Ребристые уголковые 274
< ।('пип состоят из вертикальной и горизонтальной (фундамент- ной) плит и ребер, обычно располагаемых со стороны засып- uii. I (литы могут располагаться не только вертикально и гори- |<>итально, по и наклонно. о б Рис. 100. Типы необлицованных консольных уголковых безреберных подпорных стенок при глубинах промер- зания до 1,8 л: а—с вертикальной задней гранью; б—с вертикальной фасадной плоскостью. Для увеличения устойчивости уголковых подпорных сте- нок на скольжение по основанию устраивают шпоры (рис. 101, а) или фундаментным плитам придают уклон вниз, н сторону засыпки (рис. 101,6). Рис. 101. Увеличение устойчивости железобетонных уголковых под- борных стенок: а—вынос вперед фундаментной плиты и устройство шпоры; б—на- клон фундаментной плиты в сторону насыпи; в—устройство разгру- зочной плиты; г—усилия, действующие на основание при наклоне подошвы фундамента. Для увеличения устойчивости стенки на опрокидывание иногда устраивается разгрузочная плита ‘(рис. 101, в). Она уменьшает горизонтальное давление грунта засыпки, что дает возможность уменьшить расчетные размеры стенки. 18* 275;
Сборные подпорные стенки, несмотря на их преи- мущества, еще не нашли надлежащего применения. Рис. 102, Ряжевая железобетонная подпорная стенка: а—общий вид и деталь; б—стенка со ступен- чатыми ряжами; в—стенка на уклоне. \ Конструкция сбор- ных подпорных сте- нок в основном мало отличается от моно- литных конструкций и сборность их за- ключается в предва- рительном изготов- лении и последую- щей установке на место отдельных эле- ментов уголкового профиля длиной 2— 2,5 м или отдельных элементов в виде плит и балок. Часто применяют- ся сборные подпор- ные стенки ряжевой конструкции. Они собираются из от- дельных железобе- тонных брусков — продольных и попе- речных, имеющих за- плечики (рис. 102). Из этих брусков складываются пря- моугольные ячейки, которые заполняют- ся грунтом. Ряжевые стенки большой высоты устраиваются ступенчаты- ми (рис. 102,6). При расположении ряжевых стенок на уклоне продольные бруски укладывают горизонтально (рис. 102, в). § 2. НАГРУЗКИ И ВОЗДЕЙСТВИЯ НА ПОДПОРНЫЕ СТЕНКИ При расчете подпорных стенок учитываются следующие нагрузки. Основные нагрузки (постоянно действующие или обычно возникающие при эксплуатации): собственный вес стенки; нагрузки на стенку от находящихся на ней грузов; 276
давление грунта засыпки на стенку и ее фундамент; давление воды на стенку и ее фундамент; давление льда на стенку (при, расчете стенки на смещение ее в сторону засыпки). Дополнительные нагрузки (возникающие нерегу- . 1ярно, не связанные с нормальной эксплуатацией сооружения): давление воды при повышении ее нормального уровня; силы, действующие в процессе постройки и ремонта соору- жения; давление грунтовых вод, возникающее в результате нару- шения нормальной работы дренажных устройств. Особые нагрузки и воздействия (действующие в исключительных случаях): сейсмические силы; давление воды при катастрофическом подъеме ее уровня; давление льда при исключительно тяжелых условиях (на- пример, при сильных заторах). Давление льда для групп основных и дополнительных на- грузок учитывается как для случая статического его давления, так и для случая навала льда на стенку при ледоходе. Сейсмические силы устанавливаются по специальным нор- мам и инструкциям. Собственный вес стенки подсчитывают по назначенным размерам стенки. Вертикальное давление грунта, находящегося на горизон- тальных плитах (фундаментной и, если есть, разгрузочной), определяют в соответствии с принятыми размерами стенки. Горизонтальное давление грунта определяют по правилам теории давления сыпучих тел. Давление воды на стенку и ее фундамент учитывают как гидростатическое давление в случае разных уровней воды с передней и задней стороны стенки. Давление льда на стенку определяют в соответствии с ГОСТ 3440-46 «Нагрузки на гидротехнические сооружения.. Нагрузка ледовая». Давление грунта на подпорные стенки Для определения величины давления грунта на стенку поль- зуются двумя методами — графическим и аналитическим. Чаще всего применяется аналитический метод. При этом методе, если свободная поверхность засыпки — плоскость (рис. 103, а), что практически наиболее часто имеет место, иди к этому приводят при производстве расчета, то давление грунта на стенку может быть выражено формулой 277
1 COS2(<p— е) sin (о 4~ ?о) * sin (<f> — а) Sin ф • COS (а — е) где Е—величина силы давления грунта на единицу длины стенки; Т—объемный вес грунта; h—высота стенки; (р—угол внутреннего трения грунта; е—угол наклона внутренней грани стенки к вертикали; (р^—угол трения между грунтом и внутренней гранью стенки; а—уголvнаклона свободной поверхности засыпки к гори- зонту; ip—угол, равный 90°—е—<р0. Если стенка имеет наклон в сторону засыпки (рис. 103,6), то давление грунта уменьшается и может быть найдено по формуле Ei=E(l—tgE-tgp). (241) Здесь Е—давление грунта, вычисленное для вертикальной стенки, то есть когда е = 0. -------------, (240) sin ф • cos2 £ Рис. ЮЗ. К аналитическому определению величины силы давле- ния грунта на стенку (общий случаи): а—стенка имеет наклон в наружную сторону; б—стенка имеет наклон в сторону засыпки; Большинство технических условий разрешает производить определение давления грунта на стенку без учета трения грунта засыпки о стенку, то есть при (р0=0. При этом давление грунта Е направлено нормально к внут- ренней поверхности стенки. 278 ♦
При практических расчетах временную или постоянную на- грузку, которая может находиться на поверхности засыпки, приводят к условному слою грунта, расположенному на по- верхности засыпки, эквивалентному по весу вышеуказанной Рис. 104. К аналитическому определению величины силы давления грунта на стенку (частные случаи):' а—стенка вертикальная, поверхность засыпки — горизонтальная плоскость; б—стенка вертикальная, поверхность засыпки — гори- зонтальная плоскость; на засыпке имеется временная нагрузка, рас- пределенная по всей длине призмы обрушения. нагрузке (рис. 101,6). Толщину /г0 эквивалентного слоя грунта при этом находят по формуле йо = —. (242) 7 где р—интенсивность временной или постоянной нагрузки, находящейся на засыпке, в т/м2 или кг/м2\ у—объемный вес грунта соответственно в т/м* или кг/м*. При расчете подпорных стенок необходимо также знать пле- чо z приложения силы Е—давления грунта на стенку и часто вид эпюры распределения горизонтального давления грунта по высоте стенки. В простейших случаях определение Е, z и по- строение эпюры давления грунта производится следующим об- разом. Если стенка вертикальная, поверхность засыпки — гори- зонтальная плоскость (рис. 104, а), угол ^?о = О, то форму- ла (240) принимает вид (243) 279
Эпюра давления грунта будет иметь вид треугольника, ос- нование которого б» (интенсивность давления на уровне по- дошвы фундамента стенки) определится по формуле \ <зн = 7/itgЕ 2 * ^45°-. (244) Линия действия давления грунта Е проходит через центр тяжести эпюры давления, и, следовательно, плечо силы дав- ления равно1 ' z = y. (245) Угол плоскости обрушения с вертикалью равен4 w0 = 45°----— . 2 (246) Если стенка вертикальная, поверхность засыпки — гори- зонтальная плоскость, на поверхности засыпки имеется рав- номерно распределенная нагрузка интенсивностью р, которая полностью покрывает призму обрушения (рис. 104, б), то тол- щина эквивалентного слоя грунта на засыпке h0= —; I давление грунта при угле ф0=0 Е = — -(й2 (1 + tg2 (45О - . 2 \ h ) \ 2/ Эпюра давления имеет вид трапеции. Интенсивность давления грунта у верха стенки °* = Йо*&Ц45° — ; на уровне подошвы фундамента стенки бн = Т (А + h0)tg2/450 ----------2- (247) (248) (249) Угол плоскости обрушения с вертикалью у0 = 45°-—. Линия действия давления Е проходит через центр тяжести эпюры давления (трапеции) и, следовательно, плечо силы дав- ления равно h h + 3/z0 З" ’ h, 4- 2Л0 (250) Для различных величина давления видов подпорных стенок и нагрузки на них £, данные для определения плеча z и дан- 280
и ые для построения эпюр интенсивности горизонтальных дав- лений грунта приводятся в табл. 26. Прежде чем воспользоваться какой-либо формулой табл. 26 |19] в случае наличия временной нагрузки на поверхности за- сыпки, необходимо определить, с каким из следующих пяти слу- чаев мы имеем дело (рис. 105): Случай i Случай 2 Случай j tg Ъ »tg & tg V» 'tgVj< tg уя Рис. 105. Случаи расположения временной нагрузки на поверхности засыпки. 1) временная нагрузка не попадает на призму обрушения; 2) временная нагрузка попадает на призму обрушения пол- ностью; 3) временная нагрузка попадает на призму обрушения ча- стично; 4) на призме обрушения, построенной по тангенсу угла для случая второго, располагается только часть временной нагруз- ки, а на призме обрушения, построенной по тангенсу угла для случая третьего, размещается вся временная нагрузка. При -ггом условно принято определять давление грунта от призмы обрушения, ограниченной плоскостью обрушения, проведенной иод конец нагрузки; 5) плоскость обрушения засекает откос насыпи. Случаю 1 соответствуют расчетные схемы табл. 26 — 1, 6, 10, 13, 14; случаю 2 — расчетная схема 4; случаю 3 — расчет- ные схемы 2, 3, 8. Для того чтобы определить, по какому случаю нужно про- изводить расчет, следует: 281
а) определить по соответствующим формулам тангенсы углов наклона плоскостей обрушения по случаям 1, 2, 3 (на рис. 105 точки пересечения плоскостей обрушения с поверх- ностью засыпки обозначены соответствующими цифрами); б) определить тангенсы углов, образуемых плоскостями, проведенными под начало (tgVH) и конец (tgVK), нагрузки с вертикалью; в) из сопоставления определенных выше тангенсов углов tgVi, tgV(2', tgV3, tgVH ,tgVK находят расчетный случай и рас- четную плоскость обрушения. При случае 1 tgI/3<tgVH и плоскость обрушения не попа- дает в откос [(Zz-4-b)tgVi>а]. При tgKj>tgVK расчет следует производить по случаю 2. Если точка пересечения плоскости обрушения по случаю 3 с поверхностью засыпки находится в пределах расположения временной нагрузки (tgVH <tgI/3<tgVK), то расчет следует производить по случаю 3. Когда вся временная нагрузка лежит на призме обруше- ния, определенной по случаю 3, а на призму обрушения, опре- деленную по случаю 2, она попадает частично или вовсе не попадает (tgK3<tgVk <tgV3), имеет место расчетный случай 4. Если временная нагрузка расположена вне призмы обру- шения, определенной по случаю 3, а плоскость обрушения, определенная по случаю 1, пересекается с откосом, то расчет следует вести по случаю 5. Для определения давления земли на стенку с вертикальной или слегка наклонной задней гранью от сосредоточенных гру- зов, находящихся на засыпке с горизонтальной поверхностью (рис. 105, случай 6), можно пользоваться приближенным ме- тодом [72]; допускают, что воздействие сосредоточенного ‘гру- за на подпорную стенку ограничивается участком ее задней грани, отсекаемым плоскостями, проведенными через точку ср приложения сосредоточенного груза под углом ф и 0 = 45° 4- — к горизонту. На этом участке эпюра добавочного давления при- нимается в виде равнобедренного треугольника с наибольшей ординатой 2/?tg2[45°-^j Qp= ------А------^4- V При действии силы, сосредоточенной в точке, за расчетную длину подпорной стенки принимается длина между швами, но не более 1—1,5 высоты стены. Расчетные характеристики грунтов следует принимать по данным исследований грунта, в случае отсутствия таковых 282
ориентировочные значения объемных весов грунтов, их порис- тости и углов внутреннего трения можно принимать по табл. 27—29. Таблица 27 Ориентировочные значения объемных весов связных глинистых грунтов и углов внутреннего трения (55) Г рунты Порис- тость в проц. Объемный вес грунта 7 в состоя- нии естественной влажности в т/м3 Угол внутрен- него тре- ния ср в град. Глины: текучие пластичные 63-56 56-47 1,65-1,75 1,75—1,80 12 25 твердопластичные . Глинистые грунты: 47—32 1,80—2,00 1,75-1,85 1,85—1,90 37 текучие пластичные 56-50 50-42 15 28 твердопластичные '. Суглинки: 42-29 1,90-2,10 40 текучие пластичные » - • 52-46 46-39 1,80-1,90 1,90—2,00 20 32 твердопластичные . Пылеватые глинистые: 39—27 2,00—2,10 40 текучие пластичные 50—45 45-39 1,85-1,90 1,90—2,00 10 20 твердопластичные . 39—28 2,00—2,10 33 Активное давление грунта, находящегося перед стенкой. Если грунт расположен перед стенкой (рис. 106), он оказывает на нее активное давление Е'. Давление Е' и его плечо z' опреде- Рис. 106. К учету активного давления грунта, находящего- ся перед стенкой. Рис. 107. К вопросу о пас- сивном давлении грунта, на- ходящегося перед стенкой. 283
Таблица Ориентировочные значения объемных весов сыпучих грунтов и углов внутреннего трения Пористость в проц. Грунты сухие Г рунты влажные Грунты мокрые Грунты макси- мальная мини- мальная 7 в т /л3 ср 0 7 в т/м3 срО 7 в т/ м5 / Супеси: 53 1,4-1,6 рыхлые . . . . — 22 1,6-1,7 20 1,8—1,85 15 средней плотности —. — 1,6—1,8 25 1,7—1,9 22 1,85—2,05 17 плотные . . . . Пылеватые пески и су- — 30 1,8-1,95 27 1,9—2,05 25 2,05-2,15 18 песи: рыхлые . . . . 50 — 1,5-1,6 27 1,7—1,8 22 1,85—1,9 18 средней плотности — — 1,6-1,8 30 1,8-1,9 25 1,9-2,0 20 плотные , — 30 1,8—2,0 33 1,9—2,05 25 2,0—2,15 22 Пески мелкие; ‘ рыхлые .... 50 — 1,5-1,6 27 1,65-1,75 25 1,85—1,90 22 средней плотности — — 1,6—1,75 30 1,75—1,90 27 1,90—2,00 25 плотные . ... — 32 1,75-1,90 33 1,90—2,0 30 2,00—2,10 28 Пески средней крупности: рыхлые 45 -— 1,60—1,70 30 1,7—1,85 27 1,90—2,00 25 средней плотности — — 1,70—1,80 33 1,85-1,95 30 2,00—2,05 28 плотные ..... — 30 1,80-1,95 33 1,95—2,05 30 2,05—2,15 28 Пески крупные и граве- листые: рыхлые .... 38 — 1,85-1,90 33 1,95—2,00 30 2,05—2,10 30 средней плотности — — 1,90—2,00 35 2,00—2,10 33 2,10—2,20 33 плотные .... — 25 2,00—2,10 37 2,10—2,15 35 2,20—2,25 35 Гравий и галька: средней плотности 30 — 2,00—2,05 40 2,05—2,10 40 2,15-2,20 40 плотные » . . , — 24 2,05—2,10 40 2,10—2,20 40 2,20—2,25 40 ляются так же, как активное давление Е и плечо z грунта за- сыпки, только при высоте h\ — h$. Активное давление Е' ока- зывает разгружающее действие на подпорную стенку и поэто- му часто учитывается при ее расчете на устойчивость, как по- стоянно действующее. Пассивное давление (отпор) грунта. Пассивным давлением называется сопротивление грунта выпиранию его стенкой.. Пассивное давление Еп может иметь место, например, со сто- роны грунта, расположенного с передней стороны стенки, (рис. 107), при сдвиге ее в направлении силы Е. Пассивное давление значительно больше активного. Пассивное давление может определяться графическим или аналитическим методом. /Для аналитического определения ве- личины пассивного давления можно использовать формулы для 284
определения величины активного давления (табл. 26) с изме- нением знаков у (р и <р0 на обратные. Таблица 29 Ориентировочные значения объемных весов структурных грунтов и углов внутреннего трения Грунты Г рунты сухие Грунты влажные Грунты мок- рые до на- сыщения 7 в т/л3 ?° 7 в т/л3 <Р° 7 в т/л3 Пылевидные: ил . 1,5 30 1,6 18 1,8 10 илистый грунт ...... 1,5 30 1,6 20 1,8 12 лесс 1,2 — 1,6 30 1,8 25 лессовидные суглинки 1,5 — 1,6 30 1,8 25 Грунты органического происхождения: торфяной грунт растительная земля (рыхлая, поч- 1,0 30 1,3 20 1,6 15 венный слой) 1,5 40 1,5 33 — — растительная земля, плотно сле- жавшаяся, погребенная 1,7 1,8 40 33 —* — В частном случае, когда стенка вертикальная, поверхность засыпки (с передней стороны стенки) горизонтальная, без уче- та трения между поверхностью стенки и грунтом (то есть при <Po=Q) пассивное давление выражается формулой Е„ = у tg'[45= + , (251) где h\ — h^—высота засыпки с передней стороны стенки (рис. 107). Пассивное давление Еп учитывается только при проверке устойчивости стенки на сдвиг. Нужно отметить, что в большинстве случаев нельзя вво- дить в расчет полную величину Еп (которая достигается толь- ко при значительном перемещении стенки), а лишь с коэффи- циентом 0,25—0,5. Часто при сравнительно незначительном ее влиянии или при возможности размыва водой грунта, распо- ложенного с передней стороны стенки, она в расчет не вво- дится. Влияние .воды на величину давления грунта. Если за стен- кой находится грунтовая вода, то величина горизонтального давления на стенку самого грунта, насыщенного водой, умень- шается вследствие .уменьшения его объемного йеса (так как частицы грунта будут взвешены в воде). Но в этом случае к 285
давлению грунта на стенку прибавляется гидростатическое давление воды. Для вертикальной стенки при горизонтальной засыпке, если уровень воды совпадает с поверхностью засып- ки, давление грунта с учетом взвешивающего действия воды будет £гр = у 71 Л2 tg2 ^45° - -Д. (252) Здесь yi~v—У'уо—объемный вес грунта с учетом взвешиваю- щего действия воды; где у—объемный вес сухого грунта; Уо—объемный вес воды; 1—п, где п—объем пустот в единице объема грунта (пористость);. £ П —-----, 1 -j- s где с—коэффициент пористости, принимаемый по данным ис- следований, в случае отсутствия таковых пористость п принимается по табл. 27, 28. Гидростатическое давление воды равно Дзоды = yoh2. (253) Суммарное давление на стенку — Е = Др 4- Дводы . (254) Если уровень воды, находящейся за стенкой, не совпадает с поверхностью грунта, то интенсивность давления на глуби- не h определяется, по формулам: при уровне воды ниже поверхности засыпки (рис. 108, а} q = -}- ^hb (1 — ); при уровне воды выше поверхности засыпки (рис. 108, б) ' q^y^hb + (у—^у0) а • Величина зависит от угла внутреннего трения. При горизонтальной засыпке и вертикальной стенке U «tg2^45° — (255) При расположении воды с обеих сторон стенки на одинако- вом уровне учитывать ее давление не требуется. Во избежание 286
насыщения вод,ой груш а, расположенного за стенкой, рекомен- дуется устройство за стенкой дренажа с выводом его наружу. Для перехвата ливневых вод за стенками устраиваются нагор- ные канавы (рис, 108, с). Рис. 108. Влияние воды на величину давления грунта: а—уровень воды ниже поверхности засыпки; б—уровень воды выше поверхности засыпки; s—подпорная стенка с нагорной ка- навой. Определение давлений грунта при слоистом строении засыпки. При горизонтальной поверхности засыпки и горизонтальных слоях разнородного грунта (рис. 109), горизонтальное давле- ние от собственного веса грунта ниже естественной поверхности определяется для каждого слоя грунта по формуле £ = (Л+2Л') X Рис. 109. К определению давления грунта при слоистом строении засыпки. Xtg2^45°-T-L (256) где h — толщина рассматрива- емого слоя грунта выше рас- четного сечения в м\ h'—приведенная к среднему объемному весу толщина всех слоев грунта, лежащих выше поверхности рас- сматриваемого слоя. Определяется h' по формуле /г' = Н~ » ♦ • 4~ Тн^н I (257) 287
Здесь yi, у2 h j, /z.2 , . . ., уп—объемные веса слоев вышележащего грунта в тДи3; ; , . . . , hH—соответствующие толщины слоев; у—средний объемный вес рассматриваемо- го слоя грунта в тДи3; (р—угол внутреннего трения рассматривае- мого грунта; __ /I h ф- ЗУ С~ 3 АД-2Л' § 3. УКАЗАНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ ПОДПОРНЫХ СТЕНОК При проектировании подпорных стенок, как и всяких ин- женерных сооружений, нужно стремиться к тому, чтобы обес- печить необходимую надежность и удобство эксплуатации соо- ружения при наименьшей его стоимости. Технико-экономические ’ показатели для железобетонных подпорных стенок, которые могли бы служить конкретным кри- терием технико-экономической оценки проектируемого соору- жения, пока еще не выработаны. Однако некоторые исследо- ватели в этой области [54] указывают на целесообразность применения железобетонных тонкостенных подпорных стенок по сравнению с массивными и при этом на преимущество (при высоте стенки до 6 м) уголковых безребериых стенок по срав- нению с уголковыми ребристыми. Несомненно, что с развитием сборных железобетонных стенок последние во многих случаях будут иметь преимущество перед монолитными. В современных условиях практического проектирования для выбора наиболее рациональных типа и конструкции сооруже- ния составляют несколько вариантов проектных решений, из которых путем сопоставления выбирают оптимальный, то есть наиболее рациональный вариант. Для составления проекта подпорной стенки необходимо иметь основные данные, позволяющие установить основные размеры (высоту, длину) сооружениия, а также его располо- жение; гидрогеологическую характеристику грунтов основания и засыпки стенки; климатические данные (географический ра йон строительства), а также сведения о режиме водных про странств,. если они сопряжены со стенкой, и сведения о нагруз ках, которые могут влиять на подпорную стенку. При проектировании приходится предварительно назначать основные размеры элементов стенки, которые затем проверя ются расчетом и уточняются. Для уголковых безребериых монолитных стенок тол-' щина плиты вверху принимается не менее 10 см, а внизу .288
в пределах от — до — высоты стенки h или около — Н. 12 15 10 При этом наклон можно придавать передней или задней грани стенки, а также обеим граням. Переход от одной тол- щины стенки к другой может быть осуществлен с переломом или уступами. Следует отметить, что при наклоне фасадной (передней) 1 , грани стенки до — h размеры элементов стенки не отличают- ся от элементов стенок с отвесной фасадной гранью. Толщина фундаментной плиты должна быть не меньше тол- щины плиты стенки внизу (из условий надежной заделки ар- матуры) . Для уголковых ребристых монолитных стенок расстояние между ребрами может приниматься от 2 до 3,5 ж (в ПС 1_ 9 зависимости от высоты стенки), ширина ребра должна быть менее 25 см, толщина вертикальной плиты принимается от до ---- расстояния между осями ребер, а толщина фунда- 15 мснтной плиты — не менее толщины вертикальной плиты в месте ее примыкания к фундаментной плите. Глубина заложения фундаментной плиты уголковых стенок Глубина заложения фундаментной плиты уголковых стенок назначается в соответствии с указаниями СНиП, гл. II—Б, 6, § 3. В частности, глубина заложения фундамента, возводимого на всех грунтах, кроме скальных, должна быть не менее 0,5 м от поверхности планировки, а из условий учета возможности пучения грунтов при промерзании она назначается по табл. 3 ( ПиП, гл. П-Б. 6, § 3. При расположении фундаментной плиты на грунтах, спо- собных вспучиваться при промерзании (суглинки, глины), а также при возможности увлажнения грунтов основания глуби- на заложения фундамента принимается не менее расчетной глубины промерзания. Расчетная глубина промерзания прини- мается равной нормативной глубине промерзания, определяе- мой по карте СНиП, гл. П-Б. 6, § 3, рис. 1 в зависимости от района строительства сооружения. Для уменьшения глубины заложения фундамента в тех случаях, когда она должна быть не меньше глубины промер- зания, иногда может производиться замена пучииистого грун- та под подошвой фундамента песчаной или гравийной подуш- кой при условии защиты ее от насыщения водой (см. рис. 100). Ю-.200 289
Определение предварительных размеров фундаментных плит уголковых подпорных стенок В качестве первого приближения ширину I фундаментной плиты принимают от ’/2 до 3Л высоты стенки. Вынос передней консоли а назначают в пределах от 0,25 до 0,3 ширины I подошвы фундаментной плиты. Размер b задней части фундаментной плиты равен раз- ности I—а. Рис. 110. К аналитическому определению размеров фундамен- тной плиты подпорной стенки: а—общий случай; б—вертикальная уголковая подпорная стен- ка с горизонтальной засыпкой и временной нагрузкой по всей призме обрушения. Рядом авторов [46] рекомендуется производить определение размеров фундаментных плит уголковых подпорных стенок ана- литическим методом (рис. 110). Этим методом размеры фундаментных плит могут быть найдены при рассмотрении двух условий (при невыгодных со- четаниях нагрузки, приходящейся на 1 м стенки по ее длине): 1) обеспечения устойчивости стенки против сдвига; 2) использования допускаемого давления на грунт. Для упрощения расчета предполагается, что вертикальная нагрузка, действующая на основание стенки, состоит из одно- родной фиктивной массы с объемным весом уф , равным объем- ному весу ^гр , умноженному на коэффициент приведения д (табл. 30). Приведенный объемный вес равен Тф — ТгР р. ('259} 290
Т а б л и и. а 30 Значения коэффициентов приведения д, для железобеготонных уголковых подпорных стенок [54] Объемный вес засыпки 7гр в т/л3 Значения Ц в зависимости от коэффициента трения f материала фундамента по грунту f * 0,30 f ~ 0,35 f = 0,45 / = 0,50 1,60 1,07 1,08 1,10 1,12 1,80 1,05 1,06 1,08 1,09 2,00 1,03 1,04 1,05 1,06 Коэффициенты трения f материала фундамента по грунту принимаются по данным исследований; если такие материалы отсутствуют, принимают следующие коэффициенты трения [46]: Глины, глинистые известняки, глинистые сланцы с влажной поверхностью......................... 0,25 сухие...........................................0,30 Суглинки и супеси...................................0,30 Пески ..............................................0,40 Гравийные и галечные грунты.........................0,50 Скалистые грунты....................................0,60 Основания на вертикальных сваях.....................0,50 Расчетные уравнения для общего случая (рис. НО, а): К _ (“Лф -г <*>2ТФ )/ . Адой— -----------, Е г _ °МФ + “№ । (£> — <«27ф е)6 . °гр(мкс) --- " ~ , _ щ11ф + ^гТФ \Ez — ахдф е]6 I р (260) (261) (262) Здесь Кдоп —допускаемый коэффициент запаса устойчивости стенки против сдвига. Максимальное давление на грунт не должно быть больше допускаемого, а минимальное не должно быть меньше пуля (во избежание отрыва фундамента). Принимая Игр (мкс) = R (условное расчетное сопротивление грунта основания), из уравнения (261) получают £ = <Мф -г <МФ I -- <в27ф g)6 1 ‘ /о (263) 19* 291
а принимая щ,,(мин) = 0, из уравнения (262) получают 0 = ~ °Мф е)в (264) I Z2 1 В этих уравнениях величины ct>i, о2, в могут быть выраже- ны через полную ширину подошвы фундамента I и ширину внеш- ней ее части а. При этом получаются три уравнения с двумя неизвестными I и а, из совместного решения которых и определяют требуе- мые размеры фундамента. Так как эпюра давления фундамента стенки на грунт обыч- но имеет трапецеидальное очертание, то может быть рекомен- дован следующий порядок решения уравнений: а) совместное решение уравнений (260) и (263) и нахо- ждение величин I и а\ б) подстановка полученных величин I и а в формулу (262) и определение значения огр (мин) • Если величина минимального давления на грунт сггр( мин) >0, определение размеров фундамента можно считать закон- ченным; в) если после подстановки получается отрицательное зна- чение минимального давления на грунт, величины I и а сле- дует находить из решения уравнений (260) и (264). Полученные размеры фундамента I и а должны быть про- верены по устойчивости стенки против опрокидывания. Уравнения (260), (263) и (264) в применении к частным случаям очертания стенок и поверхности засыпки упрощаются. Для вертикальных уголковых подпорных стенок, поддер- живающих засыпку, с горизонтальным очертанием верха и с нагрузкой на поверхности засыпки, расположенной над всей призмой обрушения (рис. 110,6), после преобразования урав- нения (260) получают p(c-U) где af = Е—горизонтальное давление грунта на стенку; р = 7Ф г _ Н а с =------------, 5 ; Н I / = . Я + Ар И 292
В результате1 преобразования уравнений (263) и (264) по- лучают: огр («ке> = Л = р(с - U) + Зр(?( - U) + ; (266) 1 6Л4 Огр („»„) = 0 = р(с - ?t) + 2/>(?7 - 14) - -H-i . (267) Из совместного решения уравнений (265) и (266) получа- ют уравнение, из которого находят величину Л£2—В£ + С = 0, (268) где A = 3pt+Ap2t2‘, B=4pt+2Ap2ct-, С=рс+Др2с2—R\ 6Л4О .. Д = - 2 - '•> ^0 EZ. CL\E2 В формулах (263) и (266); а также в уравнении для опре- деления величины с вместо R можно принимать краевое до- пускаемое давление на грунт основания /?кр = 1,2/?. Из уравнения (265) определяют ширину фундаментной пли- ты /, а из выражения £= -унаходят размер внешней части фундаментной плиты а. После нахождения размеров фундаметнной плиты I и а сле- дует проверить величину аГр(мин) . Если <7Г! (мин) окажется менее нуля, следует произвести повторное нахождение раз- меров фундамента. Для этого из совместного решения урав- нений (265) и (267) получают уравнение Z1^-Bif+C1 = 0, (269) где Л1 = 3рг?+4р2/2; В1 = 2р/+24р2с/; Ci =zlp2c2—рс. Дальнейшее вычисление производят аналогично предыду- щему. Для учета влияния разницы в весе материала стенки и грунта рекомендуется полученную из уравнения (268) вели- чину £ умножить на коэффициент р1*(табл. 31) ( и уже этой величиной пользоваться при определении I и а. 293
Таблица 31 Значения коэффициента [54] Объемный вес засыпки 7гр в т/м3 Значения в зависимости от f /= 0,39 / = 0,35 f = 0,45 f = 0,50 1,60 1,07 1,06 1,04 1,00 1,80 1,05 1,03 1,01 1,00 '2,00 1,03 1,00 1,00 l,U0 § 4. РАСЧЕТ ПОДПОРНЫХ СТЕНОК При расчете подпорной стенки необходимо: проверить подпорную стенку на устойчивость против опро- кидывания и против скольжения (сдвига) по основанию; -а Рис. 111. К расчету уголковой подпорной стенки: а—схема действительных нагрузок; б—схема нагру. зок, приведенных к фиктивной однородной массе. б проверить давление на грунт под подошвой фундамента; рассчитать элементы стенки на прочность. Указанные расчеты для гидротехнических сооружений про- изводят, пользуясь теорией расчета по допускаемым напряже- ниям или разрушающим нагрузкам. Для сооружений промыш- ленного и гражданского строительства расчет производится по предельным состояниям. При расчете стенок нагрузки и воздействия должны при- ниматься в наиболее невыгодных сочетаниях для отдельных элементов и для всего сооружения. Для расчета выделяется участок стенки длиной 1 м. 291
Величины и плечи горизонтальных давлений грунта, прило- женных к стенке, определяются, как указывалось в § 2. Вертикальные же силы, представляющие собой вес грунта, элементов стенки, и если имеется, воды, считаются приложен- ными в центрах тяжестей соответствующих объемов .(рис. 111). Для упрощения расчета рекомендуется вертикальные нагруз- ки от грунта (включая и приведенную к грунту нагрузку, распо- ложенную на засыпке) и элементов стенки приводить к одно- родной фиктивной массе с объемным весом ?ф, равным объем- ному весу грунта угр , умноженному на коэффициент //. В этом случае уменьшается количество вертикальных сил и упрощает- ся их определение (рис. 111,6), но, как показали исследования Л. М. Рябухо, при этом несколько увеличиваются значения удерживающих моментов против определенных по фактическо- му расположению вертикальных нагрузок. Поэтому при приведении вертикальных нагрузок к однород- ной фиктивной массе удерживающие моменты при проверке стенки на устойчивость против опрокидывания следует умно- жать на коэффициент-----.Часто коэффициентом-— пренебре- 14 Pi гают. Проверка на устойчивость против опрокидывания Стенка устойчива, если удовлетворяет условию А"опр--- М, Мо А доп (270) Здесь Копр —действительный коэффициент запаса устойчиво- сти стенки против опрокидывания; Кдон —допускаемый коэффициент запаса устойчивости против опрокидывания, принимаемый для гид- ротехнических сооружений в соответствии с ТУ 24-103-40 при учете основных и дополнитель- ных нагрузок: для сооружений I класса — 1,5; II класса — 1,4; III класса — 1,3. При учете особых нагрузок и воздействий для сооружений всех классов принимается КДОп =1,1. Для промышленных и гражданских сооружений Кдоп при- нимается в тех же пределах. —удерживающий момент, равный сумме моментов вер- тикальных сил относительно передней грани фунда- ментной плиты — точки О (рис. 111). 295
Применительно к схеме сил, изображенной на рис. 111, Му = Q1^1 -I- Q-^2 -i- Q3-73 -I- Q4a4. (271) Л10—опрокидывающий стенку момент, равный сумме мо- ментов горизонтальных сил давления грунта относи- тельно точки О; M0 = Ez, если Е' не учитывается; (272) Mq-=Ez—E'z', если Е' учитывается. (273) Здесь Qi, Q2, • . •, Q-5—нормативные вертикальные нагруз- ки, определяемые по размерам элементов и нормативным объемным весам материалов или грунта; Е—величина активного горизонтального давления грунта за- сыпки, вычисленная при действии нормативных нагрузок. Если для упрощения расчета вертикальную нагрузку при- вести к однородной фиктивной массе с объемным весом 7Ф = frp д, то применительно к рис. 111,6 м„ = — (274) где Qi ~ Тф Ь(Н -г h-о}» ~ 7Ф 1 Проверка на устойчивость против скольжения (сдвига) по основанию Устойчивость против скольжения считается обеспеченной, если соблюдено условие где Кслв —фактический коэффициент запаса устойчивости стенки против сдвига; Клоп —допускаемый коэффициент запаса устойчивости стенки против сдвига (принимается таким же, как и на опрокидывание стенки); f—коэффициент трения материала фундамента стен- ки по грунту; N—сумма нормальных к плоскости подошвы фунда- мента сил. 296
1 |рц горпзоп i алыюй подошве фундамента (см. рис. 111-й)’. N = —сумма вертикальных сил; 7’—сумма сдвигающих сил, параллельных плоскости подошвы фундамента. Без учета активного давления Е' грунта, расположенного перед стенкой, Т = Е. (276) С учетом активного давления Е' грунта, расположенного пе- ред стенкой, Т — Е—Е'. (277) Если же учитывается пассивный отпор грунта перед стен- кой, Т — Е—Еп. (278) Если пользоваться приведенным объемным весом (уф ) фиктивной массы (рис. 111,6), ^=Qi+,Qz. (279) Увеличение устойчивости стенки на скольжение (сдвиг) может быть достигнуто приданием наклона подошве фунда- мента или устройством шпоры, как показано на рис. 101. Однако в обычных грунтах наклон подошвы фундамента не должен превышать /3=10° во избежание сдвига стенки вместе с грунтом. В этом случае (см. рис. 101, г) Т = 7\—7'1 = Hcosf)—Vsin/3; N = Vcos/3 + 77sin/3, где Т?—проекция горизонтальной силы И, равной силе Т при горизонтальной подошве фундамента, на плоскость подошвы; 71—проекция "вертикальной силы V = 2'Q на эту же плос- кость. При устройстве шпоры проверка на скольжение произво- дится по наклонной плоскости а—б (см. рис. 101, в). При этом усилия раскладываются, как показано на рис. 101, г, и прини- мается коэффициент трения f грунта по грунту. 297
Учет гидростатического давления воды на подошву фундамента Если имеется вода (рис. 112) и ее уровень превышает вы- Рис. 112. К учету давления воды. соту засыпки над передней кон- солью а фундаментной плиты, последняя, кроме нагрузки от веса грунта, будет дополни- тельно нагружена столбом во- ды высотой h'=hB — /г,. (280) Следовательно, сумма вер- тикальных нагрузок, действу- ющих на подошву фундамента, будет равна ZN — Qi + Q(2-f- Q3 + Q'—АД = = yhil+yHb + yhob + + h'a—pt™ I- (281) Здесь h'a—нагрузка над передней консолью от столба воды вы- сотой h'-, YhB—гидростатическое давление на подошву фундамента. Соответственно удерживающий момент относительно перед- ней грани фундаментной плиты будет 2МУ — Q1C1 + Q2C2 + Q3C3 + Q4C4—АД С5 — = yh\lC\ + yHbCz + yh$bC$ + h'ctC^—уьв /С5, (282) где Ci, С2, . . ., С5—плечи сил относительно передней грани фундаментной плиты. С2 = а + -*-; С, = С2; С4 = ~ ; С5 = . (283) Объемный вес грунта у принимается для различных слоев с учетом степени его влажности. Проверка давления на грунт под подошвой фундамента Расчет оснований подпорных стенок должен производиться в соответствии с указаниями СНиП. Для проверки давлений на грунт под подошвой фундамен- та определяют сумму всех нормальных нормативных сил, дей- 298
ствующих па нее, и сумму моментов всех нормативных сил относительно центра тяжести площади подошвы фундамента. Нели точка приложе- ния равнодействующей не выходит из ядра сечения (рис. ИЗ, а)ьто давление на грунт определяют по обычной формуле сопро- гпвления материалов для случ а я внепентрен но г о сжатия. Прочность осно- вания считается обеспе- ченной, если удовлетво- ряются 2 условия: Рис. 113. Эпюра давлений на грунт: а—при расположении равнодействую- щей давлений в пределах ядра сечения] б—при расположении равнодействующей давлений вне ядра сечения. F W (284) °Гр. ср -- R- (285) Здесь огр, кр —краевое напряжение грунта основания; N—сумма всех вертикальных нормативных сил; М—сумма моментов всех нормативных сил относи- тельно центра тяжести подошвы фундамента; F—площадь подошвы фундамента; W—момент сопротивления площади подошвы фун- дамента; ж их А/2 для подошвы, имеющей прямоугольную форму, w = — , 6 где А—длина расчетного участка фундамента, равная обычно 1 м\ I—ширина подошвы фундамента; (7Гр. ср—среднее напряжение грунта основания; R—условное расчетное сопротивление грунта. Для подошвы фундамента, имеющей прямоугольную форму, формулу (284) можно привести к такому виду: — (1 ± — j < 1,2 R. Al \ I ) (286) 299
Здесь эксцентриситет М * = (287> _ 1 Если е> — it т0 у задней (внутренней) грани фундамент- ной плиты возникнут растягивающие напряжения, произойдет частичный отрыв подошвы от грунта (рис. ИЗ, б). Возникно- вение растягивающих напряжений (отрыв подошвы от грунта у внутренней грани) нежелательно, но в некоторых случаях для. небольших стенок это допускают. Тогда давление в грунте определяется без учета растяну- той части эпюры. Для прямоугольных подошв , х = (288W 2N Огр< кр = - г-у-- - - <1,2/?. (289) 3 — \ 2 / При проверке давления на грунт основания также реко'- мендуется вертикальные нагрузки от грунта и материала стен- ки приводить к однородной фиктивной массе (7ф = 7гр Р*)- Если имеется вода и ее уровень превышает высоту засып- . ки над передней консолью фундаментной плиты, то при про- верке давления на грунт учитывается гидростатическое давле- ние воды на подошву фундамента. Расчет стенок на прочность При расчете на прочность необходимо: а) определить действующие усилия — изгибающие момен- ты (/И), поперечные (Q) и продольные (/V) силы в расчетных сечениях элементов стенки; б) рассчитать эти сечения на прочность и, если требуется,, на жесткость и трещиностойкость. Определение действующих усилий в сечениях элементов, стенки производится методами теории сооружений. Расчет сечений на прочность и, если требуется, на жесткость и трещиностойкость может производиться в зависимости от характера сооружений по допускаемым напряжениям, по раз- рушающим нагрузкам или по расчетным предельным состоя- ниям. При расчете сечений по допускаемым напряжениям или разрушающим нагрузкам усилия М, Q и N определяются при действии на стенку нормативных нагрузок. 300
При расчете же сечении по расчетным предельным состоя пням усилия (Л1, Q и N) определяются при действии на стен ку расчетных нагрузок. Рассмотрим принципы расчета и конструирования железо оетоиных подпорных стенок различной конструкции. Плитные стенки (см, рис. *.)()). При расчете их расчленя- ют на плиты и столбы (контр- форсы) . Плиты воспринимают на се- бя горизонтальное давление । рунта засыпки, под действием которого изгибаются в горизон- тальной плоскости, опираясь па столбы. В соответствии с возраста- нием горизонтального давления грунта по мере углубления от поверхности засыпки плиту для расчета разбивают по высоте па зоны. Высота зоны прини- мается 1—2 м. В каждой зоне Рис. 114. Разбивка вертикаль- ной плиты стенки на расчетные зоны. за расчетную нагрузку прини- мают среднюю для нее величи- ну горизонтального давления (рис. 114). Изгибающие моменты в поперечных сечениях плиты обычно определяются в зависимо- сти от конструкции плиты, как для однопролетной или неразрез- ной свободно опертой балки. Расчетный пролет плиты /р = Zo -f- d < 1,05 Zo, где Zo—расстояние в свету между контрфорсами; d—толщина плиты. Изгибающие моменты в однопролетной плите о (290) (291) Изгибающие моменты в неразрезной плите с равными про- летами могут определяться по приближенным формулам, вы- веденным с учетом пластических деформаций [23]. В средних пролетах и над средними опорами соответственно = (292 301
В крайних пролетах и над вторыми от краев опорами 2 г2 мпр = -^Р-; к = - -fr ’ (293) Здесь q—среднее для данной зоны горизонтальное давление. Изгибающие моменты в перазрезных плитах могут также определяться, как для упругих систем, любыми методами тео- рии сооружений. Поперечные силы, если требуется, определяются без учета неразрезности Q = _££p_. (294> По изгибающим моментам производится подбор сечений плиты обычно как прямоугольных с одиночной арматурой. В соответствии с характером деформации плиты стержни рабочей арматуры располагают горизонтально в пролетах у передней (наружной) грани, а над опорами неразрезных плит — у задней (внутренней) грани. Стержни распредели- тельной арматуры располагаются вертикально. В соответствии с изменением величины изгибающего мо- мента по высоте плиты, можно менять ее толщину или коли- чество рабочей арматуры. Контрфорсы, являясь опорами для плиты, воспринимают на себя ее опорное горизонтальное дав- ление. Кроме того, на контрфорсы действует горизонтальное1 давление грунта засыпки, соприкасающегося непосредственно- с поверхностью контрфорсов, а также собственный вес контр- форсов (вес плиты передается фундаменту контрфорса). Контр- форс работает как консоль и рассчитывается на впецентрен-' ное сжатие силами, расположенными выше рассматриваемого сечения. Плитные подпорные стенки применяются только при не- большой высоте поддерживаемых массивов грунта, так как контрфорсы, полностью воспринимающие горизонтальное дав- ление грунта, получаются больших размеров. Уголковые подпорные стенки. Устойчивость этих стенок обес- печивается за счет веса грунта, лежащего на задней (внутрен- ней) части фундаментной плиты. Отличаясь вследствие этого небольшой толщиной элементов и экономичностью, уголковые стенки получили большое распространение. Уголковые подпорные стенки без ребер при расчете расчленяются на два элемента — вертикальную пли- ту (стенку) и горизонтальную (фундаментную). Обе плиты работают как консоли. Вертикальную плиту рас- считывают как консоль, защемленную в фундаментной плите- 302
и находящуюся под горизонтальным давлением грунта. Соб- ственным весом вертикальной плиты в силу его незначитель- ности обычно пренебрегают. Максимальный момент получает- ся у основания вертикальной плиты, у верха же ее он равен нулю. Поэтому часто толщину ее принимают уменьшающейся кверху. При расчете вертикальную плиту разбивают на зоны высо- той 1,5—2 м и необходимые размеры сечений определяют по усилиям, возникающим в нижних сечениях каждой зоны. В соответствии с тем, что растягивающие напряжения в вертикальной плите обычно возникают у задней ее грани (со стороны засыпки), стержни рабочей арматуры располага- ются вертикально со стороны засыпки (рис. 115). При этом часть стержней в соответствии с уменьшением изгибающих мо- ментов можно не доводить до верха стенки. >20 1 Рис. 115. Пример армирования уголковой подпорной стенки без ребер сварными сетками. Фундаментную плиту (переднюю и заднюю ее части) рас- считывают как консоли, защемленные в вертикальной плите. 303,
Расчетной нагрузкой является разность между величиной реактивного давления грунта основания и величиной давле- ния нагрузки, расположенной сверху, над подошвой фунда- ментной плиты, включая собственный вес вертикальной и го- ризонтальной плиты (рис. 116). В соответствии с тем, что передняя часть фундаментной плиты обычно изгибается кверху и растягивающие напряже- ния возникают в нижней ее зоне, а в задней части фундамент- Рис. 116. Эпюры давлений и расчет- ных нагрузок на фундаментную пли- ту уголковой подпорной стенки: а—при учете действительных верти- кальных нагрузок; б—при замене вертикальных нагрузок однородной фиктивной массой; 1—эпюра реактивных давлений грун- та; 2—эпюра давлений от нагрузки, расположенной непосредственно над фундаментной плитой, и от собствен- ного веса плиты; 3—эпюра расчет- ных нагрузок на подошву фунда- ментной плиты. нои плиты растягивающие на- пряжения могут возникать в зависимости от соотношения нагрузок, в нижней или верхней зоне рабочая арматура перед- ней консоли располагается у нижней грани плиты, а задней консоли — у нижней или у верхней грани. Стержни рабочей арматуры укладываются перпендикуляр- но к вертикальной плите. Ар- матура уголковых безреберных стенок может состоять как из отдельных стержней, так и из сварных сеток. Получило рас- пространение армирование сте- нок и арматурными каркасами, свариваемыми па арматурных дворах. После установки кар- касов на место к ним привари- вают распределительную ар- матуру и крепят железобетон- ные плиты-оболочки, которые служат опалубкой при бетони- ровании и являются облицов- кой готовых стен (рис. 1,17). Технике - экономические сравнения показывают, что безреберные уголковые стенки могут конкурировать с ребристы- ми при высоте стенки до 6 м. Уголковые подпорные стенки с ребрами (рис. 118) при рас- чете расчленяют на вертикальную и горизонтальную (фунда- ментную) плиту и ребра. Вертикальная плита, воспринимая непосредственно горизон- тальное давление грунта засыпки, изгибается в горизонталь- ной плоскости, опираясь на ребра. 304
& При расчете ее рассматривают как неразрезную балку. Нагрузка (давление грунта) на эту плиту возрастает по мере заглубления от поверхности засыпки, поэтому для расчета ее разбивают по высоте на несколько зон (высотой 1,5—2 ж) и за расчетную нагрузку для каждой зоны принимают среднюю для данной зоны величину давления грунта (см. рис. 114, 124). В соответствии с характером деформации вертикальной плиты рабочая арматура располагается горизонтально, вдоль стенки, в пролетах — у передней (наружной) грани плиты, а над реб»- рами — у внутренней (со стороны-засыпки) грани. Рис. 117. Общий вид подпорной стенки, арми- рованной армокаркасами, с навешенными пли- тами-оболочками. z У Фундаментная плита стенок с ребрами находится под дей- ствием такой же расчетной нагрузки, как и фундаментная плита безреберных стенок. Передний вынос фундаментной плиты работает, рассчитывается и армируется так же, как пе- редняя часть фундаментной плиты безреберной стенки. Задняя (внутренняя) часть ее изгибается в вертикальной плоскости. При расчете такую плиту рассматривают как неразрывную, опирающуюся на ребра (при соотношении сторон панели от 0,5 до 2 ее можно рассматривать как защемленную по трем сторонам; третьей опорой при этом служит вертикальная плита). В соответствии с характером деформации рабочая армату- ра плиты укладывается горизонтально, перпендикулярно к реб- рам, в верхней или нижней зоне в зависимости от знаков из- гибающих моментов в расчетных сечениях плиты. Если задняя часть фундаментной плиты рассматривается как опертая по трем сторонам, то плита армируется соответственно пабочими стержнями в двух направлениях. 20—200 305
Ребра работают как вертикальные консольные балки, за- щемленные в фундаментной плите, в соответствии с чем они рассчитываются и армируются. Расчетной нагрузкой для реб- ра является опорное давление вертикальной плиты, возникаю- щее при действии на плиту горизонтального давления грунта, а также горизонтальное давление грунта, приложенное непо- средственно к ребру. Сечение ребра можно рассматривать как тавровое, так как вертикальная плита, монолитно связанная с ребром, попадает в его сжатую зону. Рис. 118. Железобетонная уголковая подпорная стенка с ребрами: а—общий вид; б—армирование. Высота сечения ребра внизу ограничивается размерами фундаментной плиты, а ширину ребра рекомендуется назна- чить такой, чтобы не требовались отогнутые стержни, работа- ющие на поперечную силу. Армируются ребра наклонными стержнями, укладываемыми вдоль ребер у внутренней грани. Они воспринимают растяги- вающие напряжения, возникающие от действия изгибающих моментов. Кроме этого, ребра армируются горизонтальными и вертикальными хомутами, которые связывают их с вертикаль- 306
ной и горизонтальной плитами, препятствуя их отрыву (рис. 118). Эти хомуты рассчитываются на отрывающие уси- лия, действующие со стороны вертикальной и горизонтальной плит. Горизонтальные и вертикальные хомуты участвуют также в воспринятый поперечных сил и моментов, действующих в на- клонных сечениях ребер (главных растягивающих напряже- ний), и, в случае необходимости, рассчитываются на них. Хому- ты должны быть хорошо связаны с плитами. Плиты и ребра можно армировать отдельными стержнями или сварными сет- ками и сварными каркасами. Стенки с разгрузочными плитами. Эпюра давления грунта для этих сте- нок приведена на рис. 119. Она строит- ся следующим образом: через заднюю грань разгрузочной плиты проводят линию о—а под углом естественного откоса и линию о—f параллельно ли- нии обрушения. Получают четыре зо- ны: в зоне над разгрузочной плитой последняя (разгрузочная плита) на давление грунта на стенку влияния не оказывает; в зоне между разгрузочной плитой и прямой о—а давление счита- ют зависящим только от грунта, нахо- дящегося под разгрузочной плитой; в зоне, расположенной ниже прямой/—Ь, давление определяется без учета раз- грузочной плиты; в зоне между прямы- ми о—а и /—b давление принимают по переходной прямой а—Ь. Нагрузка, действующая на разгрузочную плиту, Рис. 119. Эпюра горизон- тального давления грун- та на стенку при нали- чии разгрузочной плиты. уменьшает расчетные моменты в сечениях ниже разгрузочной плиты, так как создает момент, противоположный по знаку моменту от давления засыпки. Сборные железобетонные стенки ряжевого типа. Такие стен- ки работают как массивные, то есть на опрокидывание вокруг наружного ребра подошвы и на скольжение по основанию (см. рис. 102). Из условий устойчивости стенки на опрокидывание и сколь- жение определяется ее ширина. Величина собственного веса стенки выражается как сумма веса грунта, засыпанного внутрь ряжа, и железобетонных элементов стенки. Собственный вес 1 пог. м стенки приближенно можно опре- делять по формуле р= 1,06^5 h, 20* (295) 107
'где у—объемный вес грунта; В—ширина ряжевой стенки; h—высота ряжевой стенки. При этом удерживающий момент равен Му == р ~ = 0,53у£2Л. (296) ! ‘ Удерживающая сила при расчете на скольжение равна Ty=^p = f\^yBh, (297) где f—коэффициент трения грунта .по грунту, равный танген- су угла внутреннего трения. Ширина стенки В находится из уравнений, выражающих условия устойчивости стенки на опрокидывание и скольжение путем подстановки в них значений Мо и Ту из формул (296) и (297) и принимается равной большей из двух найденных ве- личин. Грунт, засыпанный в ячейки стенки, оказывает на ее железобетонные элементы горизонтальное давление, величина которого определяется так же, как давление гтенки силоса, а именно: сыпучих тел нд (298) 1 м2 внутренней где Е—горизонтальное давление грунта на поверхности стенки; Г—площадь сечения ячейки; , . U—периметр ячейки; tgp'—тангенс угла внутреннего трения. р 5=—-------. Значения коэффициента S для различных длине продольных элементов до 3 м приведены в табл. 32. величин (299) Таблица 32 Значения коэффициентов S в формуле (298) [46] Угол т' в град. Ширина стенки В в м 0,5 1.0 1,5 2,0 2,5 3,0 25 0,47 0,79 1,04 1,24 1,41 1,55 30 0,37 0,64 0,85 1,01 1,14 1,26 35 0,31 0,53 0,70 0,84 0,95 1,03 40 0,26 0,44 0,59 0,70 0,79 0,87 1 45 0,22 0,37 0,49 0,59 0,66 0,73 308
Интенсивность нагрузки на 1 пог. м продольных элементов ряжа (то же и для поперечных, в случае односторонней за- сыпки) равна ?«£(d+di), (300) где di—высота рассчитываемого элемента; d—величина просвета между элементами. Продольные наружные железобетонные элементы испыты- вают изгиб от горизонтального давления грунта. Поперечные (анкерные) элементы испытывают растяжение от опорных давлений продольных элементов. При неравномер- ной засыпке ячеек во время производства работ поперечные элементы могут испытывать растяжение и изгиб. Торцовые по-, перечные элементы испытывают изгиб и растяжение. Изгибающий момент в опасном сечении продольных наруж- ных элементов М = (301) где I—расстояние между осями анкерных элементов вдоль стенки. Анкерные поперечные элементы растягиваются усилием N=ql. (302) Выступы анкерного элемента (захват) рассчитывают на смятие и срез (см. рис. 102). Высоту захвата с определяют из условия смятия (сжатия) бетона. При расчете по стадии разрушения 7W Длину захвата t определяют из условия среза бетона. При расчете по стадии разрушения , K"N t >---------. В этих формулах N—нормативная растягивающая сила; /?пр —предел прочности бетонной призмы; К, К"—соответствующие коэффициенты за- паса (СН 55-59); . . . ; .. /?Ср —предел прочности бетона на срез. 309
При расчете элементов ряжевой стенки па прочность по теории расчетных предельных состояний действующие усилия должны быть расчетными (полученными от расчетных на- грузок). Формулы для расчета выступов анкерных элементов (захва- та) на смятие и срез приобретают вид: N m^d^Rnp _ _2L_ (305) (306) где N—расчетная растягивающая сила; т—коэффициент условий работы элемента; —расчетное сопротивление бетонной призмы сжатию; ДР—расчетное сопротивление бетона растяжению. При этом выступы армируются конструктивно, если соблю- дается условие /<0,9с, что обычно и имеет место. При желании уменьшить величину t ее значение можно определить по формуле 3/V , (307) md^Rn где Rv—расчетное сопротивление бетона на сжатие при изги- бе, но при этом, то есть, если t меньше определяемого по фор- муле (306), необходимо выступы армировать поперечной арма- турой, полностью воспринимающей усилие N. Кроме того, вы- ступы должны быть во всех случаях проверены расчетом на из- гиб по косому сечению, проходящему через входящий угол. Размеры поперечных сечений железобетонных брусков при- нимают: 15X15, 20X20, 25x25 см в зависимости от высоты стенки и рода грунта. Длина продольных брусков определяется условиями пере- возки, а поперечных — шириной подпорной стенки. Железобетонные бруски ряжевой конструкции должны ар- мироваться симметричной арматурой, чтобы их можно было укладывать в любом положении. Расчет подпорных стенок по методу расчетных предельных состояний Сущность метода заключается в том, что устойчивость и прочность стенки считаются обеспеченными, если расчетные уси- лия, действующие на стенку, не превышают ее несущей способ- 310
пости (miiiiiim.'ijii jii.ix предельных усилий, воспринимаемых » ггикой) при различных возможных деформациях. В соответствии с указаниями СНиП при расчете подпорных ( гонок на устойчивость опрокидывающие и сдвигающие усилия определяются при действии расчетных нагрузок, вычисленных < учетом коэффициентов перегрузки п, больших 1. Несущая способность стенки по устойчивости, то есть удер- живающие усилия, определяется от расчетных нагрузок, вы- численных с учетом коэффициента перегрузки, равного 0,8, а также с учетом коэффициента условий работы конструкций tn, принимаемого по специальным техническим условиям или, при отсутствии таковых, на основании соображений, изложенных дальше. Коэффициенты перегрузки при определении опрокидываю- щих и сдвигающих усилий принимаются: для давления и объемного веса грунта пг? , а также для временной нагрузки пВр—по фактическим данным или по дан- ным, устанавливаемым техническими условиями, но не ме- нее 1,2; для собственного веса конструкции псв и для гидростатиче- ского давления воды пв — 1,1. Легко установить, что если при определении расчетного активного давления грунта принять для собственного веса грун- та коэффициент перегрузки 1,2, то коэффициент перегрузки для горизонтального давления грунта засыпки также будет со- ставлять 1,2. Если при проверке устойчивости стенки против опрокиды- вания и сдвига по основанию принять при вычислении удержи- вающих усилий коэффициент перегрузки 0,8, а коэффициент условий работы конструкций т=1, то коэффициент запаса устойчивости, отнесенный к нормативным усилиям, будет ра- 1 2 вен =1,5. Это соответствует допустимому коэффициенту запаса устойчивости /СДОп для стенок, относящихся к I классу сооружений. В том случае, когда коэффициенты перегрузки для соб- ственного веса грунта пгр и нагрузки, находящейся на поверх- ности засыпки, пн не равны 1,2 или различны, коэффициенты условий работы конструкций (на скольжение — тс и на опро- кидывание т0), обеспечивающие соответствующую устойчи- вость для сооружений различных классов, могут быть опреде- лены по формулам: а) для сооружений I класса 311
тпс __ Лпр . ~i?2’ (308) m0 б) для сооружений II класса тс = Нпр 1712 ть — ; ° 1,12 (309) в) для сооружений III класса тс 1,04 /«о = /?пр Пг 1,04 (310) В этих формулах лПр—приведенный коэффициент перегрузки; пг—коэффициент для определения плеча z при действии расчетных нагрузок. Легко видеть, что при пгр=пн =1,2 лпр = 1,2 и пг =1. В этом случае mc = m0 получаются соответственно классам сооруже- ний равными 1; 1,07; 1,15. В СНиП указывается, что при определении несущей способ- ности основания по устойчивости при песчаных и крупнообло- мочных грунтах следует принимать расчетные значения углов внутреннего трения грунта на 2° меньше нормативных. Доктор техн, наук Г. К. Клейн [26] указывает, что это обсто- ятельство следует учитывать при определении горизонтально- го давления грунта засыпки на подпорную стенку. Горизонтальное давление грунта засыпки при обычных грун- тах увеличивается при этом примерно на 10%, то есть приве- денный коэффициент перегрузки увеличивается в 1,1 раза. Что касается расчета элементов стенок на прочность, то увеличение коэффициента перегрузки на 10% влечет за собой такое же увеличение действующих в расчетных сечениях уси- лий. Расчет железобетонных элементов стенки на прочность производится в соответствии с действующими нормами. Принятие расчетного значения угла внутреннего трения вме- сто нормативного не меняет ни принципа, ни метода расчета, а лишь увеличивает приведенный коэффициент перегрузки. СНиП не указывает, что давление грунта на подпорные стенки должно определяться с учетом расчетных значений углов внутреннего трения грунта. Однако пока не накоплен опыт в расчетах подпорных стенок по методу расчетных пре- дельных состояний (при отсутствии специальных технических условий по этому вопросу), рекомендуется производить опре- деление усилий в сечениях элементов стенки при расчете их на прочность с учетом расчетных значений углов внутреннего 312
трения грунта. Это сводится к умножению расчетных уси- лий М и Q, вычисленных с учетом нормативных углов внут- реннего трения грунта, на коэффициент, равный отношению / срн \ . tg2 45°-^- , tg2/45°--|- где (р—расчетное значение угла внутреннего трения грунта; <рп-—нормативное его значение. Для обычных грунтов это отношение, как уже указывалось, равно приблизительно 1,1. При расчете стенки с учетом дополнительных или особых сочетаний нагрузок величины расчетных нагрузок (кроме соб- ственного веса) при определении опрокидывающих и сдвигаю- щих усилий умножаются на коэффициент, равный: При учете дополнительных сочетаний ... я 0,9 При учете особых сочетаний ...... 0,8 Проверка давлений на грунт под подошвой фундамента производится в соответствии с указаниями СНиП. При расчете элементов стенки на прочность и, если необхо- димо, на жесткость, а также на образование и раскрытие тре- щин надлежит руководствоваться указаниями СНиП, а также нормами и техническими условиями проектирования бетонных и железобетонных конструкций. Определение расчетных усилий, действующих на стену. Р а- счетное активное давление Е грунта засыпки определяется по таким же формулам, как и нормативное, толь- ко объемный вес грунта и временная нагрузка принимаются с соответствующими коэффициентами перегрузки лгр и пзр , то есть Р 'Ггр = 7гРлгР; p==/?H/zBP; hv=— . 7 гр При наличии на поверхности засыпки не только временной нагрузки интенсивностью рк , но и постоянной интенсивностью gK последняя принимается с соответствующим ей коэффициен- том перегрузки пп . Тогда интенсивность расчетной нагрузки, находящейся на поверхности засыпки, будет равна p+g = р -I- g =рн /гвр +gH пп, а толщина эквивалентного слоя h0=-------- . 7 гр Так как давление на грунт под подошвой фундамента прове- ряется при действии усилий от нормативных нагрузок, то при- ходится определять давление Ен грунта засыпки на стенку при действии нормативных нагрузок. 313
Поэтому для вертикальных стенок с горизонтальной поверх- ностью засыпки и временной равномерно распределенной на- грузкой, расположенной на всей призме обрушения, целесооб- разно вычислять расчетное горизонтальное давление грунта за- сыпки Е путем умножения £п на приведенный коэффициент пе- регрузки пПр , то есть Е = Еа /гПр, где л пр — «гр —— — -—. (311) 1 -f- 2 Л. /г» Здесь /<= — —отношение толщины слоя грунта, эквивалент- / рн\ ного по весу временной нагрузке h" , \ 1 гр/ к полной высоте стенки (от подошвы до верха); г——-—отношение коэффициентов перегрузки для вре- /2гр менной нагрузки и для веса грунта. Легко видеть, что при г=1 цпр =Дгр . При этом расчетное значение плеча z силы Е получается умножением значения плеча zli на коэффициент nz равный = 11 +З/Сг) О+2К), • (1 +2Кг)(1 4-ЗА; 1 з = г"пг. (313) При г=—р =1, то есть при одинаковых коэффициентах пере- Дгр грузки для временной нагрузки и для веса грунта, л?=1 и z=zH . При наличии на поверхности засыпки временной нагрузки рн и постоянной £н для вычисления коэффициентов К и г, входя- щих в формулы (311) и (312), принимают А,= P" + g" I гр а вместо пВр —величину дн = g + gH PH + gH Рн+Г Формула (311) для определения ппр легко получается пу- тем деления выражения расчетного давления грунта Е на выра- жение давления Ек от нормативных нагрузок. 314
Представим выражение расчетного горизонтального давления 1 рупта в таком виде: 1 / /7 \ I С0н\ Е = 4- t'p /г.-р h [h + 24 tg3 45° - = 2 1 \ /ггр/ V 2 / = ^-IrP^P/i2(l + 27<r)tg3 Разделив это выражение на Ен , получим 1 / фн А у 7”АрЛ3 (1 + 2«r) tg3 ^45° - у j t + 2Кг Ппр = 1 7 СРН\- = rtrp 1 4- 2К ‘ 4 Тгнр Л2 (1 + 2/<) tg3 45° - 4- + 2А Коэффициент п? получается путем деления выражения ра- счетного значения z на нормативное его значение гн 3 ft г /Zbp h , * + z _ 0 Пгр _ 3 1 + 2Я7 _ (1 + 2/<r) (1 + 2K) Z4 /2 НЗЧ _Л_ . _L±3K (1 -ь 2Kr) (1 + 3/Q ' 3" * h + 2Л ” 3 ’ 1 + 2/C Расчетное активное горизонтальное давле- ние Ef грунта, расположенного перед сеткой, определяется путем умножения Е'к от нормативных нагрузок на коэффициент 0,8, то есть Е'= 0,8 £/н. Если при проверке устойчивости на сдвиг учитывается пас- сивное сопротивление £п грунта, расположенного перед стенкой, то оно вводится в расчет с коэффициентом 0,25—0,5. Определение расчетных вертикальных сил про- изводится путем умножения вертикальных сил от нормативных нагрузок на коэффициент перегрузки, равный 0,8. Для упрощения расчета рекомендуется вертикальные на- грузки от веса грунта и элементов стенки приводить к однород- ной фиктивной массе с приведенным объемным весом 7” „н „ 1ф <гр 1 Определение расчетных изгибающих момен- тов М, поперечных Q и продольных N сил при расче- те элементов стенки на прочность рекомендуется производить путем умножения изгибающих моментов Мн, поперечных Q11 и 315
продольных Л7„ сил от нормативных нагрузок на приведенный коэффициент перегрузки лпр , определяемый по формуле (311), то есть М = м» «пр; Q = Q" «пр; N = NK ппр. Проверка устойчивости стенки против опрокидывания по методу расчетных предельных состояний. Устойчивость стенки считается обеспеченной, если удовлетворяется условие Ч < Му . (314) Здесь Afo—расчетный опрокидывающий момент относительно ребра передней части фундаментной плиты (точки О); Mo — Ez, если Е' не учитывается; (315) Mo=Ez—E'z', если Е' учитывается. (316) Здесь Е и Е'—расчетные активные давления грунта; z и z'—расчетные значения плеч; Му —минимальный предельный удерживающий мо- мент— несущая способность стенки на опроки- „ дывание, — равный сумме моментов расчетных вертикальных сил относительно ребра передней части фундаментной плиты — точки О (см. рис. 111), вычисленный с учетом коэффициента условий работы конструкции на опрокидыва- ние то. Применительно к рис. 111, а А4у = (421CZ1 + + Оз#з + Qa^a) mOt (317) где Qi = 0,8 Q’/ ; Q2=0,8Q^ и т. д. — расчетные для данного- случая вертикальные нагрузки. Если вертикальные нагрузки, действующие на подошву фун- дамента, приведены к фиктивной однородной массе с норматив- ным приведенным объемным весом тогда (см. рис. 111,6) Му = (Qi«i + Q2O2) то— , (318) Pi где <21=0,8 0; =0,8 b (Я-Ио); 32 = 0,8 32н=0,8^//гф; 316
Коэффициент — учитывает влияние разницы между фак- 14 iпчсским расположением вертикальных нагрузок и расположе- нием фиктивной однородной массы. Им часто пренебрегают. Проверка устойчивости стенки против сдвига (скольжения) но основанию по методу расчетных предельных состояний. Устойчивость против сдвига (скольжения) считается обеспечен- ной, если удовлетворено условие Т < Ф. (319) Здесь Т—расчетная сдвигающая сила, параллельная плоско- сти подошвы фундамента, при наиболее невыгодной комбинации нагрузок. При горизонтальной подошве фундамента, если активное или пассивное давление грунта, расположенного перед стенкой, не учитывается Т = Е\ (320) если активное давление указанного грунта учитывается, Т=Е—Е'; (321) если учитывается пассивное сопротивление грунта, расположен- ного перед стенкой, Т = Е - Еп . (322) Ф—минимальная предельная сдвигающая сила, восприни- маемая стенкой (несущая способность стенки на сдвиг по осно- ванию в направлении действия сдвигающей нагрузки). Ф = тс fN. (323) Здесь тс —коэффициент условий работы стенки на сдвиг по основанию; f—коэффициент трения материала фундамента по грунту; N—сумма расчетных сил, нормальных к плоскости подо- швы фундамента. При горизонтальной подошве фундамента (см. рис. 111,а), N = EQ, (324) где 2Q = Qi + Q2 + Qs + Q4—сумма расчетных вертикальных на- грузок. Qi = 0,8Q”; Q2 = 0,8Q" и т. д. (325) В некоторых случаях, например, при расположении стенки на косогоре, на сдвиг должно быть проверено и само основа- ние (см. СНиП). 317
Если вертикальные нагрузки приводятся к фиктивной одно родной массе с объемным весом у'!, = у1"1) /л, то при горизонталь ной подошве (см. рис. 111,6) 7V = ^Q=Q1 + Q2; (326) ^ = О^«=О,8?р(Я + Ло)1 Q2 = 0,8Q2" = 0,8y»/Лф . J Аналитическое определение предварительных размеров фун- даментных плит подпорных стенок. При аналитическом опреде- лении предварительных размеров фундаментных плит подпор* ных стенок по методу расчетных предельных состояний поль- зуются следующими расчетными уровнями для общего случая: (см. рис. 110): 1 = (^Пф + ^ф)/В * * 11^ . (328). Огр(мкс) = 22ф21_21ф +1----23 L . (329) “Мф + ^ф (£”г"-ш27ф«)6 /оот °гр(мин)— ~ J2 * (oov> Принимая Огр(мкс) =R (R—условное расчетное сопротивление грунта), находим _ “iTj + , (£" г" - 6 R I ~г р, ( 31; Принимая Огр(мин) = 0, + (£" Z" - «Mje)6 2 22 ‘ В этих уравнениях УФ—расчетный объемный приведенный вес грунта, равный в данном случае нормативному, умноженному на коэффици- циент 0,8; Уф —нормативный объемный приведенный вес грунта; /н—нормативный коэффициент трения материала стенки по грунту; тс —коэффициент условий работы конструкции на сдвиг; £—расчетное давление грунта на стенку. Порядок решения: а) совместное решение уравнений (328), (331) и нахождение величин I и а; 318
5) определенно o'i|i(mhii) по формуле (330). Если (7 гр(мнн) по- лучится не меньше нуля, то определение размеров фундамента считается закопченным. Если г/грсмти получится меньше нуля (отрицательное значение), то величины I и а находят из уравне- ний (328) и (332). Полученные размеры I и а должны быть проверены по ус- тойчивости стенки против опрокидывания. Для вертикальных уголковых подпорных стенок при засып- ке с горизонтальной поверхностью и с временной нагрузкой,, расположенной на всей призме обрушения (см. рис. 110,6), по- сле преобразования уравнения (328) получают 0,8/н р (с — U) тс (333) Здесь I—ширина фундамента; # + Лф + ^оф p = vi^-, С =-----й где д”ф «= ---толщина слоя грунта, эквивалентного по весу временной нагрузке рн при нормативном приведенном весе грунта у”; Н + /г» а И ’ I ’ В результате преобразования уравнений (331) и (332) полу- чают R=p(c-^t) +Зр(?/-Ю + -ДЕ ; (334) Z2 Огр(миН) =O=p(c-FZ) + 2р(^-^)-~. (335) I2 Решая совместно уравнения (333) и (334), получают урав- нение (336), из которого находят величину £ А^2—В^С = 0. (336); A = 3pZ + 0,64 Ap2t2m2c 5 В =Apt\ ,28Ap2ctm2 ; С=pc + 0,644p2c2/n2 —В; 6Л4« У1*2 д=2ДЕ2__; М 0 = EHzH. £2 0 319
В формулах (331), (334), а также в уравнении для опреде- ления величины С вместо R можно принимать краевое допускае- мое давление на грунт основания Вкр = 1,2/?. Т1 с Из выражения ё = ~ находят а. Если величина £ получится не больше нуля (равная нулю или отрицательная), то передний выступ фундаментной плиты теоретически не требуется. Для учета влияния разницы в весе материала стенки и грун- та полученную из уравнения (336) величину £ умножают на коэффициент /м. После установления размеров фундаментной плиты необхо- димо проверить величину Пгргмин) . Если она окажется меньше нуля, размеры фундамента находят повторно, пользуясь уравне- нием (337), полученным из совместного решения уравнений (333) и (335). (337) где А}=А; B\=2pt+\ ,28 A p2ctm %; Ci = 0,644 р2с2т?с—рс. § 5. МЕТОДИЧЕСКИЕ УКАЗАНИЯ ПО РАСЧЕТУ ПОДПОРНЫХ СТЕНОК На основании данных, приведенных в задании по проектиро- ванию, разработка проекта стенки ведется в такой последова- тельности: а) выбирают тип стенки; б) назначают предварительно ее размеры; при этом устанавливают глубину заложения подошвы фунда- ментной плиты, а также определяют ее ширину I и вылет пе- редней консоли а, пользуясь аналитическим методом. Для по- следней цели предварительно определяют величины, входящие в расчетные уравнения; в) проверяют устойчивость стенки против скольжения’по ос- нованию и против опрокидывания, а затем проверяют давление на грунт основания, если проверка не производилась при ана- литическом определении размеров подошвы фундамента. По результатам проверок корректируют, в случае необходи- мости, размеры фундаментной плиты; г) рассчитывают элементы стенки на прочность. Сначала определяют усилия М, Q и, если требуется, N, дей- ствующие в различных сечениях элементов стенки, пользуясь > методами теории сооружений. Для этого строится прежде всего эпюра давлений грунта на вертикальную плиту и эпюра нагрузки 320
IfflilllilllllilllWl Рис. 120. К определению расчетных нагрузок на фундаментную плиту: а—эпюра давлений грун- та на подошву фунда- ментной плиты; б—эпю- ра вертикальной нагруз- ки от веса фиктивной од- нородной массы, лежа- щей на фундаментной плите; в — суммарная ('расчетная) эпюра на- грузки на фундаментную плиту; г—расчетная эпю- ра нагрузки на фунда- ментную плиту, приве- денная к одной горизон- тальной оси. 21—200 321
на фундаментную плиту, обе от нормативных нагрузок (рис. 120, 121). Если материал стенки и грунт засыпки приведены к однород- ной фиктивной массе с объемным весом ^=7^ р, то Рис. 121. Эпюры нагрузок ни вертикальную и горизонтальную плиту уголковой стенки без ребер. °Гр= °гР-а Pi 5 ~ °гр.б — pi; °гр.а — (°гр(мкс) бгр(мин)) ~ И Сгр(МИН) ; I (339) ®гр.б — (агр(мкс) °гр(мин) )~ г ®гр(мин) ) b' = I — a — d , где d—толщина стенки внизу. Уголковые стенки без ребер Обычно, если стенка имеет высоту более 1,5 м, вертикальную плиту делят по высоте на зоны и бычисляют М и Q в начале каждой зоны. В консолях фундаментной плиты М и Q опреде- ляют в местах заделок консолей в вертикальную плиту. Если консоли (особенно задняя) имеют большие вылеты, то их также делят на зоны по ширине плиты. В рассматриваемом нами при- мере (см. рис. 121) вертикальная плита разделена на 3 зоны. 322
При определении изгибающих моментов в стенке вычисляют ординаты эпюры давлении грунта на вертикальную стенку, соответствующие рассматриваемым сечениям, h °i = °в 4- (он —) -у- ; [340) h , , , Л, О2 = + °Н — <3в ) — И Т. д; h затем определяют горизонтальные силы, действующие на участ- ках, расположенных выше рассматриваемых сечений; £н = 21±Д.А1 ; Е«= ?L hl и т. д. (341) Горизонтальные силы давления грунта Е\, Е2, Е$ могут быть найдены также с помощью формул для определения Е, приве- денных в табл. 26, при этом вместо h подставляются последо- вательно h\, h2, Из. Плечи этих сил относительно данных сечений равны: А, А, 4-ЗА” А2 А24-ЗА” Р'Н ___ • ------- • 7Н — --- • ------- И 1 3*1 + 2Л0“ ’ 2 3 + + 2/г; изгибающие моменты в данных сечениях: М* = Е^\ M* = Elz" и т. д. (343) В этих формулах ординаты эпюры давлений грунта сгв , oi, о2 . . . должны быть выражены в т/л, так как при расчете выде- ляется участок стенки протяженностью 1 л; размеры Ai, h2, Аз— в л, тогда горизонтальные давления Е\, Е2, Ез получатся в т, плечи г”, z" , z* — в м, а изгибающие моменты ль м2, лз — в тм. По найденным значениям может быть построена эпюра изги- бающих моментов для вертикальной стенки. Поперечные силы в стенке равны: Q” = Е” ; Q” = Е” и т. д. (344) Продольные сжимающие силы /V" , N2 , N" равны соответ- ственно сумме собственных весов частей вертикальной стенки, расположенных выше рассматриваемых сечений, и величины временной нагрузки, попадающей непосредственно на вертикаль- ную стенку. В случае незначительности нормальных сил ими пренебре- гают. 21* 323
>345) (346) (347) (348) Изгибающие моменты и поперечные силы в фундаментной плите: в сечении Л—А (см. рис. 121) 2 1 = Ri — а-p /?2 — а , А 3 2 где = поперечная сила Ъ; в сечении Б—Б / 1 2 \ М» = -/?' — b + R" — b , Б \ 2 3 ) где R' = c'b-, R" = — (о"— о')Ь\ 2 поперечная сила <?б = R' + R" • В этих формулах напряжения а выражены в т/м-, силы R — в т; плечи — в м; моменты — в тм\ поперечные силы —в т. Если подбор сечений элементов стенки будет производиться по методу расчетных предельных состояний, то необходимые для этого расчетные усилия М, Q и N получают путем умноже- ния усилий от нормативных нагрузок Л4Н , QH, Л/н на приве- денный коэффициент перегрузки М = Ми ппр ; Q = QH «пр ; N = № ппр . После определения усилий производится подбр сечений эле- ментов стенки. Вертикальная плита (рис. 122). Обычно величина продоль- ной силы N незначительна и ею пренебрегают, рассчитывая стен- ку только на поперечный изгиб. Сначала определяют высоту сечения (толщину) плиты и под- бирают арматуру в месте заделки вертикальной плиты в фунда- ментную (в сечении I—I). Расчет ведется как для прямоуголь- ного сечения с одиночной арматурой, размеры которого не зада- ны, при оптимальном проценте армирования для плит. 324
Вверху толщину /^'вертикальной плиты оставляют равной 10—15 см. Таким образом, толщина плиты в остальных сече- ниях II —II и III—III является заданной, а именно: Рис. 122. К определению высот сечений стенки с переменной толщиной. Рис. 123. Схема армиро- вания рабочей армату- рой уголковой стенки без ребер. — ha -р — hB } (349) В сечениях И—II и III—III подбирается арматура по возни- кающим в них моментам как для прямоугольных сечений, разме- ры которых заданы. Иногда толщину плиты в сечении I—I оставляют предварительно принятой и подбирают только арма- туру как для прямоугольного сечения, размеры которого зада- ны. При этом, если процент армирования будет значительно от- личаться от оптимального, то толщину плиты в сечении I—I под- бирают, задавшись оптимальным процентом армирования. Фундаментная плита. Толщина фундаментной плиты в опас- ных сечениях А—А и Б—Б (рис. 123) принимается не менее, чем толщина вертикальной стенки внизу, то есть равной или большей h\. Арматуру в этих сечениях подбирают как для прямоугольных сечений, размеры которых заданы, по соответ- ствующим изгибающим моментам. Уголковые стенки с ребрами Для определения действующих строят эпюры давлений грунта на усилий в элементах стенки вертикальную и фундамент- 325
ную плиты таким же методом, как и для уголковой стенки без ребер (рис. 124). Пользуясь этими эпюрами, производят вычисления изгибаю- щих моментов и поперечных сил в расчетных сечениях. Вертикальная плита. При расчете вертикальной плиты эпю- ру давлений грунта разбивают на участки, соответствующие зонам вертикальной плиты. Рис. 124. Эпюры давлений грунта на уголковую стенку с ребрами: а—эпюра давлений грунта на вертикальную плиту; б—эпю- ра расчетных давлений на фундаментную плиту; в—эпю- ра давлений вертикальной пли- ты на ребро. Затем определяют средние интенсивности давления грунта на нее в пределах каждой зоны: п а 9 n Ол -4- о о Д = ; е2 =-~ и т. д. (350) 326
В пределах каждой зоны плиту рассчитывают как мпогопро- лстпую неразрезную, опирающуюся на ребра. Расчет произво- дя г для среднего пролета. Все остальные пролеты принимают но среднему, если величины их одинаковы. Расчетный пролет плиты принимают равным /Р=1,О5/о, (351) где /0 —6—Ьр—расстояние в свету между ребрами. Расчетную ширину плиты принимают равной 1 м, то есть для каждой зоны выделяют горизонтальную полосу плиты ши- риной 1 м. Момент в средних пролетах каждой зоны определяют по формуле М”р = 0,0462^/2 . (352) Опорный момент на промежуточных опорах каждой зоны М«п = -0,079р/2. (353) При определении величины изгибающих моментов можно пользоваться также приближенными формулами, выведенными с учетом пластических деформаций. Момент в средних пролетах Г)12 мп"р=^. (354) Момент у граней промежуточных опор Поперечные силы вычисляют в сечениях у граней опор, пре- небрегая неразрезностью плиты, <?" = у. (355) Для каждой зоны подставляют свои значения р. Отрывающие усилия N” , возникающие в месте соединения плиты с ребром, равны опорным реакциям плиты, неразрезно- стью которой пренебрегают. На каждый метр плиты по высоте (356) Ребра. Рассчитывают их как консоли, заделанные в фунда- ментную плиту (рис. 124). Сначала строят эпюру горизонталь- ных давлений (опорных давлений плиты). Ординаты этой эпю- 327
ры равны ординатам эпюры горизонтальных давлений грунта на вертикальную плиту, умноженным на расстояние между ося- ми ребер /ь % = ; °; — ai^i . • • (357) Равнодействующие горизонтальных давлений: £i = % h'; £2 = (°; — h' . (358) Изгибающий момент в заделке (сечение I—I) h' h' Л4” = Ej -у-+ Е2 ~ . (359) Поперечная сила Q^Ei + Es. (360) Для определения мест обрыва рабочих стержней в соответ- ствии с изменением величины изгибающих моментов по высоте ребра строят эпюру изгибающих моментов, вычислив моменты в различных сечениях ребра по высоте (например в сечениях II—II и III—III). Соответствующим образом строится и эпюра поперечных сил, если в ней есть необходимость. Горизонтальная (фундаментная) плита (рис. 124). При ра- счете определяют ординаты Рк и Ес эпюры расчетных давле- ний на фундаментную плиту, разбив ее по ширине на 2 зоны с отношением сторон примерно 1 : 1,5 и считая в каждой зоне давление равномерно распределенным, средним для каждой зо- ны (в I зоне—интенсивность Рк, во II зоне — Pz ). Изгибающие моменты, поперечные силы и отрывающие уси- лия, возникающие в' месте соединения задней части фундамент- ной плиты с ребрами, в каждой зоне вычисляются по тем же формулам, что и для вертикальной плиты при том же расчет- ном пролете /Р . Расчет также ведется для плиты шириной в 1 м. При отношении сторон панели от 0,5 до 2 плиты могут быть рассчитаны более точно по таблицам А. Ф. Смотрова как защем- ленные по трем сторонам [59]. Если сечения элементов стенки подбирают по расчетным предельным состояниям, то все действующие усилия должны быть расчетными. Они получаются путем умножения усилий от нормативных нагрузок на приведенный коэффициент пере- грузки Ппр : Л4 = Л4Н /2пр ; Q = QH япр ; No = W«nnp .
Подбор сечений. Подбирая сечения, толщину вертикаль- ной стенки назначают по пролетному моменту в I зоне и часто оставляют ее постоянной по всей высоте. Сечение подби- рается как прямоугольное с одиночной арматурой. В остальных сечениях вертикальной плиты подбирается только арматура как для прямоугольных сечений, размеры которых заданы. Иногда толщину плиты изменяют по зонам. Толщину задней части фундаментной плиты назначают по пролетному моменту в I ее зоне, а сечение подбирают как прямо- угольное с одиночной арматурой. В остальных сечениях подби- рают только арматуру по соответствующим изгибающим момен- там. Сечение передней консоли фундаментной плиты подбирается по моменту в месте заделки (в сечении А—А) как прямоугольное с одиночной арматурой. Сечение ребра рассчитывают как тавровое, размеры кото- рого (высота сечения) заданы, хомуты ребра как горизонталь- ные, так и вертикальные должны быть рассчитаны на растяже- ние отрывающими усилиями No без учета работы бетона на ра- стяжение. Конструирование железобетонных подпорных стенок произ- водится с соблюдением условий норм, а для гидротехниче- ских сооружений согласно специальным техническим условиям. § 6. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ ПОДПОРНЫХ СТЕНОК Железобетонная уголковая подпорная стенка без ребер Запроектировать железобетонную уголковую подпорную стенку по следующим данным: высота от спланированной поверх- ности грунта с передней стороны Н — 4 м; временная равномер- но распределенная нормативная нагрузка на поверхности засып- ки рн — 0,5 т/м2. По данным исследований: грунт — пылеватый песок, влаж- ный; коэффициент пористости 0,55; нормативный объемный вес =1,8 т/м3; нормативный угол естественного откоса грунта <рн =35°; нормативный коэффициент трения бетона по грунту fH =0,35; расстояние от поверхности планировки с передней сто- роны стенки до уровня грунтовых вод в период промерзания грунтов — 2 м. Весной и осенью возможно поднятие уровня грунтовых вод до глубины 1 м от спланированной поверхности грунта с передней стороны стенки. Место постройки — Днепропетровск. Сооружение относится ко II классу. Материалы стенки: бетон марки 150; арматура из- стали периодического профиля, горячекатаной низколегирован- ной класса А-Ш.
Для назначения г а б а р и т п ы х размеров но дно р- ной стенки определяют глубину заложения фундамента. Согласно СНиП нормативная глубина промерзания для Дне- пропетровска Н« = 0,8 ж. Расчетная глубина промерзания давлений грунта на подошву фундамен- та; в—эпюра вертикальных нагрузок на фундаментную плиту (от веса фиктив- ной однородной массы). 1,2=1 -0,8- 1,2 = 0,96 м. В этом случае /Я/=1. Коэффициент 1,2 вводит- ся в соответствии е при- мечанием 2 (для супесей и песков мелких и пыле- ватых глубина промерза- ния принимается с коэф- фициентом 1,2). Так как расстояние от поверхности планировки с передней стороны стенки до уровня грунтовых вод в период промерзания (2 м) превышает расчет- ную глубину промерзания (1 ж) менее чем на 2 ж (2—1 = 1 ж), то глубина заложения фундамента в мелких и пылеватых пес- ках независимо от влаж- ности должна быть не ме- нее расчетной глубины промерзания. Принимаем глубину за- ложения фундамента Лф =1 ж, затем выби- раем конструкцию стенки. Полная высота от по- дошвы фундамента до верха стенки А = Я + Аф=4,0+1,0 = 5,0 ж. Так как А<6 ж, то при- нимаем уголковую стенку без ребер. После этого предварительно принимаем размеры фунда- ментной плиты (рис. 125): ззо
общую ширину фундаментной плиты / = 0,6 /г = 0,6 *5 = 3 м; ширину передней части фундаментной плиты а = 0,15 / = 0,15 • 3 = 0,45 м\ ширину задней части b = 0,85 / = 0,85-3 = 2,55 м. Проверку принятых размеров стенки произведем сначала по методу расчетных предельных состояний. Расчетное сопротивление грунта основания определяем в со- ответствии с указаниями СНиП. Для пылеватых песков средней плотности при возможности их увлажнения (в нашем случае это возможно, так как уровень грунтовых вод может под- ниматься до подошвы фундамента) расчетное сопротивление ос- нования Д'=1,5 кг/см2. Вводим поправку на глубину заложения фундамента, кото- рая не меньше 1,5 м, ш = 0,5 + 0,0033 Аф.(см) =0,5 + 0,0033- 100 = 0,83; /?" = тД'=0,83 -1,5=1,24 кг/см2. Так как ширина фундамента, равная 3 м, больше 1 и мень- ше 5 м, то вводим поправку в расчетное сопротивление основа- ния на ширину фундамента . R = R" + 0,2/?" — = 1,24 + 0,12 • 1,24 = 1,38 кг/см2. 5 Для определения расчетных усилий принимаем: а) коэффициенты перегрузки для нагрузок, вызывающих опрокидывающие и сдвигающие усилия: для постоянных нагру- зок (собственный вес грунта) —пгр=1,2; для временной нагруз- ки — Лрр = 1,2; б) коэффициент перегрузки для нагрузок, обеспечивающих удерживающие усилия,—0,8; в) коэффициент условий работы стенки при проверке на устойчивость т = тс = т0= 1,07. Затем определяем дейст- вующие на стенку нормативные нагрузки. Расчет- ную длину стенки принимаем равной 1 м. При определении величины горизонтального давления грунта на •стенку (трение грунта по стенке не учитываем) пользуемся формулами расчетной схемы 2 табл. 26. 331
При вычислении горизонтального давления принимаем нормативные: у”р= 1,8 т/м3\ Л" = — = — = 0,28 ж; ° 7гР 1,8 <РН = 35°; 1 / £« = у . 1,8 • 5 (5 + 2 • 0,28) tg 45° - ~- = 6,75 т. ' ' 2 „ 5 5 4-3-0,28 3 5 + 2 • 0,28 При вычислении расчетного горизонтального давления при- нимаем: Плечо — 1,75 м. I = 7гр/ггр = 1,8 • 1,2 = 2,16 т/м3 ; р ~ рн пвр = 0,5 • 1,2 = 0,6 т/ж2; й.=£- °'6 = 0,28 ж; 7 2,16 £* = --• 2,16 • 5 (5 4-2 • 0,28) tg2(45° — ^ = 8,1 т; 2 / 5 4- 3 • 0,28 .. —!-----------= 1,75 я. 5 ф- 2 • 0,28 Расчетное горизонтальное давление грунта Е на стенку мож- но также вычислить путем умножения нормативного давления Е" на приведенный коэффициент перегрузки. По формуле (311) = 1,2, так как к = А = ^28 = 0,056 ; h /?П.р — Игр Плечо (при г=1 5 т _ ^пр __ J/2 __ J /Ттр 1,2 Е — Ен дпр = 6,75 • 1,2 = 8,1 т. силы Е — по формуле (313) 2 = 2*Пг = 2Н = 1,75 м коэффициент приведения пг =1). 5 z — — 3 332
Горизонтальное активное давление грунта, находящегося пе- ред стенкой, по формулам расчетной схемы 1 табл. 26. I / 35° \ £'«= — . 1,8 • 14g2 45°-— =0,243 г; 2 \ 2 ) г'н=—= 0,ЗЗл*. 3 Расчетное давление (входящее в группу удерживающих уси- лий) Е' = 0,8 Е'н =0,8 • 0,243 = 0,195 т; г' = 0,33 м. При определении вертикальных нагрузок, действую- щих на основание фундамента (в сечении по подошве фундамен- та), принимаем нормативный приведенный объемный вес фик- тивной однородной массы (грунта и материала стенки — железо- бетона) Гф = 7гр ^ = 1,8 • 1,06 = 1,9 т/м3. Коэффициент приведения /z = 1,06 принимаем по табл. 29 при заданном нормативном коэффициенте трения f" =0,35 и норма- тивном объеме веса грунта у” =1,8 т/м3. Высота слоя однородной массы, эквивалентного по весу вре- менной нагрузке, Нормативные вертикальные нагрузки (рис. 125): $1Н = 7;6(// + /Г'Ф) = 1,9-2,55(4 + 0,26) =20,6 г; = Yj/Лф = 1,9 • 3,1 =5,7 т. Расчетные вертикальные нагрузки, обеспечивающие удержи- вающие усилия (устойчивость стенки), принимаются с коэффи- циентом 0,8 и, следовательно, равны: Qi = 0,8Q« =0,8-20,6=16,5 т; Q2 = 0,8Q2H = 0,8-5,7 = 4,6 т. После определения горизонтальных и вертикальных нагрузок рекомендуется проверить принятые размеры фундаментной пли- ты аналитически. Ширину I фундаментной плиты и длину ее переднего высту- па определим аналитически, пользуясь уравнениями (333) и (336), 333
_ 6М0/"9 _ G [Е" z" — E'"z’"}f"* ~ \E~ FT “ (F — £')2 6 (6,75 • 1,75 - 0,243 • 0,33) - 0,352 = Q (8,1—0,195)2 5 = 7^= 1,9-4 = 7,6; ,2+»1.4±о»_1да; Н + Ьф + h^ 1+4 + 0,26 ’ =----------------------= l,3 A=3-7,6- 1,06 + 0,64 • 0,133 - 7,62 1,062 • l,072 = 30,6t 5 = 4-7,6- 1,06+ 1,28 - 0,133 - 7,62 - 1,31 • 1,06• l,072 = 48.. C = 7,6- 1,31 +0,64-0,133-7,62- 1,312- l,072—13,8 = 6,2; 30,6f2—48f+6,2 = 0; 48 ± /482-4- 30Гб^б'+_48 ±39 2-30,6 61,2 0,147^0,15, E-E' = _____________________7,9____________ 0,8/H/?(c —U) mc 0,8 - 0,35 • 7,6(1,31 -0,15 • 1,06) 1.07 a = 0,15 • 3 = 0,45 m. Давление на грунт под фундаментной плитой проверяют от нормативных усилий. Нормативные усилия, отнесенные к центру подошвы плиты₽ равны: вертикальное давление N" =Q” +Q« =20,6 + 5,7 = 26,3 т; момент Л4Н = - F” z" + £'н±н + QJ1 q = —6,75 -1,75 + 0,243 • 0,33 + 20,6 X ,Х 0,225 = —7,1 тм. 1^Ь 3-2,55 лоос Здесь сх = ——- = ----— = 0,225 м. 2 2 334
Площадь подошвы фундамента /*' = 3-1=3 л2. Момент сопротивления площади подошвы относительно оси, проходящей через центр тяжести, 1 . З2 W = —— =1,5 ж3. 6 Давление на грунт 2VH , М” 26,3 огр =-----+ -----Pi = —— F W 3 7,1 1,5 1,03 = 8,8 ±4,87. Здесь коэффициент ^1 = 1,03. Им можно пренебречь. Огр(мкс) =8,8 + 4,87= 13,67 т/ж2=1,37 кг/см2< 1,65 кг1см2\ Огр(мин) = 8,8—4,87 = 3,93 т/л!2 = 0,39 кг{см2 (сжатие). При расчетном сопротивлении основания R =1,38 кг!см2 крае- вое расчетное сопротивление может быть допущено до /?кр = = 1,38-1,2=1,65 кг!см2. Среднее давление на основание Д/Н Oft Q огр. Ср =—=—— =8,8 тЛи2 = 0,88 к.г!см2< 1,38 кг(см2. F 3 Проверка стенки на устойчивость производится при действии расчетных усилий. 1. Против скольжения по основанию (7<Ф). Несущая способность стенки на сдвиг по основанию ф~тс Л/'= 1,07- 0,35- 21,1=7,91 т, где W = Qi + Q2=16-5 + 4,6 = 21,1 т. Расчетная сдвигающая сила, параллельная основанию, Т=£—£' = 8,1—0,195 = 7,9<7,91 т; 2. Против опрокидывания = 1,07 16,5 + \ 2 / 4-4,6 3,00 ' 2 тм, Коэффициентом — при определении Му пренебрегаем. Hi Mo = Ez—E'z' = 8,} • 1,75—0,195-0,33=14,14 тл1<38 тм. 335
При р а с ч е т е э л е м с и '1 о в с г е и к и и а и р о чпость усилия определяются от расчетных нагрузок, то есть с учетом коэффициентов перегрузки, больших единицы, если увеличению нагрузки соответствует увеличение расчетных усилий, и от нор- мативных нагрузок, если увеличению нагрузки соответствует уменьшение расчетных усилий. Определяем усилия в вертикальной стенке. 1. По обрезу фундамента — сечение I—I (см. рис. 125). При- нимая предварительно толщину фундаментной плиты ЛфП~ = 0,1 • Н — 0,1 • 4 = 0,4 м, найдем расчетное горизонтальное дав- ление грунта, расположенного выше обреза фундамента* = 6,9 т . 1 / 45° Е, = — • 2,16 • 4,6 (4,6 + 2 • 0,28) tg2 45°-— 2 \ 2 Плечо силы Е\ относительно обреза фундамента 4,6 4,6 + 3-0,28 , + = -’-----—-L--------=1,62 м. 3 4,6 + 2 - 0,28 Момент в сечении по обрезу фундамента (пренебрегая раз- гружающим давлением грунта, расположенного с передней сто- роны стенки) Mi = Ej2] = 6,9 • 1,62= 11,2 тм. Перерезывающая сила Qi = Ei = 6,9 т. 2. По середине высоты стенки в сечении II—II на уровне + _ 4,6 2 = 2,3 м . 2 1 ( 45° Е2 = - 2,16 - 2,3 (2,3 + 2-0,28) tg2145° - = 1,91 т; 2,3 2,3 + 3-0,28 ЛО.С '2 =----------—!--------= 0,845^; 3 2,3 + 2 • 0,28 ЛТэ = E%z<2 = 1,91 • 0,845= 1,61 тж; Q2 = £,2==l,91 т. Расчетные М и Q в сечениях I—I и II—II можно также опре- .делить путем умножения М* и QH в тех же сечениях на приве- денный коэффициент перегрузки пПр = 1,2. Определение расчетных изгибающих моментов и поперечных сил в фундаментной плите производим путем умножения моментов и поперечных сил от нормативных нагрузок на приведенный коэффициент перегрузки нпр =1,2. 336
Определение Al" и Q" от нормативных нагрузок произво- дим с помощью эпюр давлении грунта и вертикальных нагрузок со стороны стопки. Давления па грунт от нормативных нагрузок (см. рис. 125): <7гр(мкс) =13,6/ т/м^; <7гр(мин)~3,93 т/м%; 9 55 агр.а = 3,93 + (13,67—3,93) = 12,23 т/м2; 3 9 1 5 агр б= 3,93 + (13,67—3,93) = 10,93 т/м2. 3 Вертикальное давление на переднюю консоль Рп Лф = 1,9- 1 = 1,9 t/jw2. Вертикальное давление на заднюю консоль Р3 = (ЛФ 4- Н + /:;ф) = 1,9(14-4 + 0,26) = 10 т/м2. Изгибающий момент в сечении А—А— у заделки передней консоли О 453 2 Л4Д = 12,23 • + (13,67— 12,23) • 0,45 • 0,5 • ~ - 0,45 - 1П0,452 1 — 19------= 1,15 тм. 2 Поперечная сила в сечении А—А Q« = (13,67+12,23) -— —1,9-0,45 = 5,85—0,86 = 4,99 т. Изгибающий момент и поперечная сила в сечении Б—Б у заделки задней консоли: М» = 3,93 —152 + (10,93 - 9,93) • 2,15 - 0,5 — - 2,15 - 2 3 1П2,15* or — 10--------= — 8,5 тм; 2 Q" = (10,93 3,93) -уу- —10 • 2,15 = —5,5 т. Расчетные М и Q: в сечении А—А : Мд — /гПр=1,15 • 1,2= 1,38 тм; 22—200 337
Q/i = Q^np = 4,99- 1,2 — 5,95 г, в сечении Б—Б t ==М"пПр~—8,5* 1,2 = —10,4 тм-, Qs = Qj9Znp=—5,5 «1,2 = —6,6 т. При подборе сечений пользуемся указаниями норм. R„ =» = 80 кг! см2; Ra =3400 кг!см2. Подбираем сечения вертикальной стенки. Момент в сечении у обреза фундамента Mi = 11,2 тм. Сжимающей силой от собственного веса вертикальной стен- ки пренебрегаем L1.20000 =о,п. R^fy 80-100-362 Здесь hQ = h—а = 40—4 = 36 см; а=0,12; Fa = = 0,12 • 100 • 36 —= 10,17 см2; /?а 3400 р, % = юо = ...1Ра!7-. . 100 = 0,28% >0,1 %. Ь/г0 100-36 Принимаем 2 сетки 9—10/5,5 с Fa =2-0,636- 10=12,72 см2. Предельная поперечная сила, воспринимаемая бетонным се- чением, Q6 =RP 6Л0 = 5,2- 100-36 = 20800 ка>6900 кг. Поперечная арматура не требуется. Момент в сечении по се- редине высоты М2=1,61 тм; , 15 + 40 ___ h =----!---= 27,5 см ; 2 Ло = 27,5—4 = 23,5 см; А 161000 ° 80 • 100 • 23,52’ F3 = 0,04 - 100 - 23,5-—-----=2,21 см2< 0,001 6А0 = 2,35 cjh2; 3400 = 0,035; а = 0,04; Принимаем 1 сетку 9—10/5,5 с Fа =0,636 • 10 = 6,36 см,2, Q& =5,2- 100-23,5=12500 ка>1910 кг. Поперечная арматура не требуется. 338
Подбираем сечения фундаментной плиты. Момент в сечении А — А М = 1,38 тм; До — 138000 100 • 80 • 36а = 0,013; « = 0,015; 80 3400 Л = 0,015 - 100 • 36 = 1,27 см2; Рис. 126. Армирование уголковой стенки без ребер сварными сетками. Необходимое минимальное сечение арматуры р П 1 100-36 _ . 2 Га = 0,1 = 3,6 СМ2- Проверяем сечение на поперечную силу. Поперечная сила, воспринимаемая бетонным сечением, Qo =5,8- 100-36 = 20800 /c2>Qa =5950 кг. Поперечная арматура не требуется. В сечении Б—Б: Мб =10,4 тм; 22* .339
1040000 100 • 80 • 362 = 0,101; а=0,11; 80 Fa = 0,11 • 100 • 33 —+— = 9,32 см2-, 3400 Р О/ = 9-32— . 100 = 0,26% >0,1 %. /0 100 • 36 Принимаем 2 сетки 9—10/5,5 с Га =2-0,636- 10=12,72 cjh2. Qb = 18700 ks>Qs =6600 кг. Поперечная арматура не требуется. Армирование стенки при- ведено на рис. 126. Расчет подпорной стенки в соответствии с СН 55-59. Остав- ляем принятые предварительно размеры стенки и производим их проверку. Горизонтальное давление грунта засыпки от нормативных на- грузок на всю высоту стенки (с учетом временной нагрузки) £н =6,75 г; плечо гн =1,75 м. Активное горизонтальное давление грунта, расположенного перед стенкой, с" =0,243 г; плечо 2'н = 0,33 м. Проверяем аналитическим методом принятые размеры фун- даментной плиты, пользуясь формулами (265) и (268): А = 3-7,6- 1,06 + 0,1-7,62 . 1,062 = 30,6; В = 4 - 7,6- 1,06 + 2 - 0,1 • 7,62 • 1,31 -1,06 = 48; С = 7,6- 1,31+0,1-7,6- 1,312—13,6 = 6,3; _ 6 (В" z" — Е'нг'н) a2(F’— £'н)2— я|(£н — = 6(6,75 - 1,75—0,243 - 0,33) = Q w5 42k6,75-0,243)2 “ ’ Здесь <x1 = ^- = JA = 4,0;P=TJff=l,9.4 = 7,6 ; Н + ft" 4 + 0,26 t= У, °* = ’ = 1,06; H 4 ЛФ + /7-Ионф 1 + 44-0,26 _ , С- —н _ 4 340
30,6|2—48^4-6,3 = 0; 48 ± V482 — 4 • 30,6 • 6,3 _ 48 ± 39 _ _ 9 _ ' 5 “ 2-30,6 2-30,6 61,2 = 0,147^0,15; z = l£H-£'H)«t =_____(6,75 — 0,243)4__= 3 0 . P(c — lt) 7,6(1,31-0,15 - 1,06) a = 0,15 • 3 — 0,45 m. Проверка давлений на грунт под фундаментной плитой от нормативных усилий произведена в расчете стенки по расчет- ным предельным состояниям. Проверяем стенку на устойчивость против скольжения где Л = 0,35; № = qh Q” = 20,6 4- 5,7=26,3 г, £==£«-£'» = 6,75—0,243 = 6,51 т; /<г,е=0,31м6’~ = 1(41 > /<л™=1,4: 6,51 I is ~ 17 \ против опрокидывания ( Л0Пр = • дл - > л доп }> где 7Wy=Q’1I _ Л 2,55 \ . _ _ 3,00 .. __ = 20,6 3------— 4- 5,7 ------= 44,0о тм; \ 2 ) 2 Мо = £н гн - £'" - г'н =6,75-1,75—0,243 • 0,33 =11,7 тм; = 3,79 > Км„ = 1,4. Расчет элементов стенки на прочность произво- дится по стадии разрушения согласно СН 55-59. Марка бетона £28= 150 к,г1см2. Марка стали — Ст.0 ( от = = 2500 кг/с.м2). Коэффициенты запаса /<=1,8; £" = 3. Рассчитываем вертикальную плиту в сечении I—I (по обре- зу фундамента): 341
1 Рн — ___ ‘ 2 / ого ' • 1,8 • 4,6 (4,6 + 2 • 0,28) tg1 2 (45° - у- = 5,8 т; „ 4,6 4,6 4-3.0,28 1R_ z" = — --------------= 1,62 ж; 1 3 4,6 4-2-0,28 AT” = £« z« =5,8-1,62 = 9,4 тм; ($~Е»=5,$ т. Разгружающим действием Е' пренебрегаем; сжимающей си- лой от собственного веса стенки также пренебрегаем в силу не- значительности и сечение рассчитываем на поперечный изгиб: Ао = 40—4 = 36 см; ; — — ,-=0,277; 1,8 • 9450СО 100 11% = 0,55% > 0,2%: Р о/ ^0 Л КС ^0 • 36 _ F& == Р-% = °.55-----—- =19,8 см2. 100 100 Затем проверяем плиту на главные растягивающие напря- жения Q" _ 5800 15 100 • 0,9 • 36 =1,79 кг1см2<~^ ~з~=5 кг1см2- Рассчитываем вертикальную плиту в сечении II—II по середине ее высоты: 1 / 86°' ’ 1,8 -2,3 (2,34-2-0,28) tg2 45°- — 2 \ 2 = 1,6 т; 2,3 2,3 4-3-0,28 2 3 2,3 4-2-0,28 ’ М"= 1,6-0,845= 1,35 тм; Q« = 1,6 т; Ло = 27,5—4 = 23,5 см; уг13-Г35000 =0>476> ^%=0Д8%<0,2%, / юо ' 342
Fa = 0,2 • Необходимое минимальное сечение арматуры 100 - 23 5 , „ ---------= 4,7 см2; 100 = 0,76 кг/см2 <5 кг!см2. 1600 С’ГЛ — 1С0 0,9 • 23,5 Рассчитываем фундаментную плиту в сечении А—А: МКА = = 1,15 тм; Qa =4,99 т (см. расчет по расчетным предельным состояниям); йо = 36 см; г ^--=^=0,79; ^%<0,2%. 1,8-115000 100 Необходимое минимальное сечение арматуры г п е, 100 -36 2 г а = 0,2 -----= 7,2 см2; 100 3ГЛ --- 4990 ----------=1,54 /саДм12<5 кг!см2. 100 • 0,9 • 36 В сечении Б—Б:—М*Б =—8,5 тм; =5,5 т; йо = 36 см; =^==-==0,29; /Лс =0,5% >0,2%; I ,0 \uJ >U Г — 100 Л = 0,5 . 36-100 . 0 2 -------=1,8 см2; 100 5500 сГЛ =-------—-----= 1,7 кг/см2 <5 кг/см2. 100 -0,9-36 Железобетонная подпорная стенка с ребрами Запроектировать железобетонную уголковую подпорную стенку по данным: высота стенки от спланированной поверхно- сти грунта с передней стороны стенки И = 7 м; временная равно- мерно распределенная нормативная нагрузка на поверхности засыпки р” =0,8 т/м2. По данным исследований грунт — мелкий песок. Остальные гидрогеологические условия такие же, как в примере расчета железобетонной подпорной стенки без ребер. 343
Мести постройки — Новгород. Сооружение относится ко II классу. Материалы стенки: бетон марки 150; для фундаментной плиты разрешается принять марку 200, арматура вертикальной и фундаментной плит — горячекатаная круглая класса Л-1; ре- бер — горячекатаная периодического профиля класса А-П. Глубину заложения фундамента определяют так же, как в предыдущем примере, только для Новгорода. Расчет- ная глубина промерзания Hn? =1 • 1,2- 1,2 = 1,44 м. Принимаем Лф = 1,5 м. Выбираем конструкцию стенки. Полная высота от подошвы фундамента до верха стенки h = H + Аф = 7+ 1,5 = 8,5 я. Так как Л>6 м, то принимаем уголковую стенку с ребрами. Предварительно принимаем: общую ширину фундаментной плиты / = 0,55 h= 0,55 • 8,5 — 4,6 м\ ширину передней части фундаментной плиты а = 0,20 / = 0,20-4,6 — 1 м\ ширину задней части Ь = 1—а — 4,6—1=3,6 м. Расстояние между ребрами принимаем 2,5 м. Принятые предварительно размеры стенки показаны на рис. 127. Принятые размеры стенки проверяем по методу ра- счетных предельных состояний. Расчетное сопротивление осно- вания /?'=1,5 кг/см2. Вводим поправку в расчетное сопротивление основания на ширину фундамента 4,6 4 6 R = R' + 0,5/? = 1,5+0,5 • 1,5—=2,19 кг/см2. 5 5 Поправка на глубину заложения фундамента (1,5 м) не вво- дится. Для определения расчетных усилий принимаем: а) коэффициенты перегрузки для нагрузок, вызывающих опрокидывающие и сдвигающие усилия (принимаются по зада- нию); для постоянных нагрузок (собственного веса грунта) Ягр = 1,2; для временной нагрузки «вр =1,4; б) коэффициент перегрузки для нагрузок, обеспечивающих удерживающие усилия (согласно СНиП),—0,8. Определяем действующие на стенку нагрузки, приходящие- ся на участок стенки длиной 1 м. Вычисляем горизонтальное давление Ен грунта от нормативных нагрузок, пренебрегая тре- нием его о стенку, по формулам для расчетной схемы 2 табл. 26. Я44
n" 0.8 t” = 1,8 т/лР; /г'1 = —,т— = —— =0/15 м\ (р" =35°; ° 11р 1,8 Еп = — • 1,8 -8,5 2 / 35° \ (8,5 + 2 • 0,45) tg2 45°--^— \ =19,5 т. Рис. 127. Расчетная схема уголковой стенки с ребрами; а—схема подпорной стенки; б—эпюра горизонтальных давлений грунта на вертикальную плиту; в—эпюра горизонтальных давлений грунта на ребро; г—эпюра вертикальных давлений на фундаментную плиту. Вычисляем муле (311): приведенный коэффициент перегрузки пир по фор- 0,45 = 0,053; А" rz____ _а _____ h 8,5 г = -^-------——— = 1,17; 72тр 1,2 я„р= 1,21 + 2^053.1,17 = р 14-2- 0,053 Расчетное давление грунта засыпки равно £=лпр£н =1,22-19,5=23,8 т; 345
коэффициент nz по формуле (312) _ (1 + 3 - 0,053 - 1,17) (1 + 2- 0,053) Пг (1 + 2-0,053. 1,17; (1+3 • 0,053) Расчетное плечо z силы Е z=nz гн = 1,015 • 2,99 = 3 м- = 1,015 . Активное горизонтальное давление Е'к грунта, расположен- ного перед стенкой, от нормативных нагрузок определяем по формулам для схемы 1 табл. 26 Е'» = — - 1,8-1,52 tg2 I 2 \ 45°--^ 2 = 5,46 т. Плечо +н = 1^=0,5 м. 3 Расчетное давление Е' (входящее в группу удерживающих сил) равно: £' = 0,8 £'н =0,8-5,46 = 4,36 т; плечо 2/=—=0,5 м. После определения горизонтальных сил рекомендуется про- верить принятые размеры фундаментной плиты I и а анали- тически. Определим эти размеры, пользуясь формулами (333) и (336): д _ вЛ40 Л2 _ 6 (£н z н — £'нг'н) /»2 _ (£-£')3 ~ (£-£? ~ 6 (19,5 • 2,°9 - 5,46 • 0,5) 0,352 Л , —----------------------------------------- 0,106; (23,8 —4,36)2 P = ?J /7=1,9-7=13,3, где ?ф=?г"р д= 1,8 • 1,06= 1,9 т/лг3; ^=1,06 (принимаем по табл. 30). 7 + 0,42 ----7------= 1,06; _ АФ + /7 + /10нф_ С~ И 1,5 + 7 + 0,42 = 1,27, /7 + й”. t = —7~-_£Ф = 7 где 0,8 оф 7ф 1,9 = 0,42. 346
скольжение из-за норм примем, вос- 1,09. Коэффициент условий работы стенки на отсутствия специальных указаний и указаний пользовавшись формулой (309), тс = = Л = 3- 13,3- 1,06 + 0,64-0,106- 13,32- 1,062-1,092 = 58,3; В = 4 • 13,3- 1,06+1,28 - 0,106- 13,32- 1,27- 1,06- 1,092 = 4,5; С = 13,3 • 1,27 + 0,64 • 0,106 • 13,32 • 1,272 • 1,092—21,9 = 16,7, Из уравнения (336) определим £: 58,3 £2—94,5 £+17,3 = 0; 94,5 + /9+ 52 - 4 - 58,3 - 16,7 _ 94,5 ± 71,0 2-58,3 116,6 = —= о 20. 116,6 Из уравнения (333) определим Z: z _ Е — Е'= 0,8/н/?(+ — 23,8 - 4,36 „ с —-------------------------------------=4,6 м. 0,8-0,35- 13,3(1,27 -0,20- 1,06)1,09 Окончательно принимаем (рис. 127) 7 = 4,6 М‘, а = £/ = 0,20 • 4,6 = 0,92 « 1,0 м; Ь = 1—а = 4,6—1,0 = 3,6 м. Определим вертикальные нагрузки, действующие на осно- вание фундамента на уровне его подошвы. При определении вертикальных нагрузок принимаем нор- мативный приведенный объемный вес фиктивной однородной массы (грунта и железобетона) уф =1,9 т/м3 и высоту слоя однородной массы, эквивалентного по весу временной норматив- ной нагрузке, А”ф =0,42 м. Нормативные вертикальные нагрузки (рис. 127): = U b (Н + ЛоФ) ==1,9 -3,6(7 + 0,42) =51 г; = =1,9-4,6-1,5=13,1 т. Расчетные вертикальные нагрузки, обеспечивающие удержи- вающие усилия (устойчивость стенки), принимаются с коэффи- циентом 0,8 и равны: 347
Qi==0,8 Q« -=0,8-58 = 41,0 т; Q2 —0,8 Q2 = 0,8- 13,1 = 10,5 т. Давление п а грунт под фундаментной плитой проверяем от нормативных усилий. Нормативные усилия, от- несенные к центру подошвы плиты, равны: вертикальное давление Лн = <?1+Q" =58+13,1=71,1 т; момент /И11 = — Е" 2я 4- £1h21h-]-Q^ = = 19,5 • 2,99 + 5,46 • 0,5 + 58 • 0,5 = 26,3 тм. - „ 1 — Ь 4,6-3,6 п_ Здесь Ci=-------=----------=0,5 м. 2 2 Площадь подошвы фундамента /? = 4,6- 1=4,6 м2. Момент сопротивления площади подошвы относительно оси, проходящей через центр тяжести, W = 1 • 4,62 = 3,51 м3. Давление на грунт 71,1 + 26,3 4,6 “ 3,51 1,03=15,5 + 7,75. где /л = 1,03. Огр. (мкс) = 15,5 + 7,75 = 23,25 т/м2 —2,32 кг/см2<2,63 кг/см2-, Огр.(мин) = 15,5—7,75 = 7,75 т/м2 = 3,77 кг/см2 (сжатие). Здесь 2,63 кг/см2— допустимое расчетное краевое сопротивле- ние основания, которое может быть принято на 20% больше среднего расчетного сопротивления, то есть /?кР =/?• 1,2 = 2,19-1,2 = 2,63 кг/см2. Среднее давление на основание М” 711 °гр. ср ——-—• = —-—=15,5 т/м2—1,55 кг/сл(2<2,19 кг/см2. F 4,6 Проверка устойчивости стенки производится при дейст- вии расчетных усилий: 348
I Против скольжения по основанию Несущая спо- собность стенки на скольжение но основанию (предельная сдви- гающая сила, воспринимаемая стенкой) Ф = т с f" N = 1,09 • 0,35 • 51,5 = 19.6 т, где /V = Q1 + Q2 = 4l,0+10,5 = 51,5 т. Расчетная сдвигающая сила, параллельная основанию, Т = Е—Е'= 23,9—4,36=19,54 т<19,6 т. 2. Против опрокидывания (Мо <MV). Несущая способность стенки на опрокидывание (предельный удерживающий момент) = m0 I = 1 • 1 41 4,6 3,6 2 } 2 2 2 = 153 тля, где коэффициент условий работы стенки на опрокидывание т0 из-за отсутствия указаний норм принят по формуле (309) рав- 1,22 • 1,015 ным т0 =------------= 1,1. Коэффициентом— при определении пренебрегаем. Ра- Н счетный опрокидывающий момент Mn = Ez—£'z' = 23,9—4,36=19,54 ТЛ1С153 тм. При расчете элементов стенки на прочность усилия определяются от расчетных нагрузок, если увеличению нагрузки соответствует увеличение расчетных усилий, и от нор- мативных нагрузок, если увеличению нагрузки соответствует уменьшение расчетных усилий. Строим эпюру давлений грунта для вертикальной плиты от нормативных нагрузок. Интенсивность давления грунта у верха стенки принимаем по формуле (248) / CD \ / Q R \ = 7гр Аон tg2 45° - = 1,8 • 0,45 tg2 45° - — =0,22 т/М) у 2 / у 2 / а на уровне подошвы фундамента — по формуле (249) о« = 7гНР (А + Ao )tg2^45°— 35° 2 <рн т = 4,35 г /м. = 1,8 (8,5 4- 0,45) tg2 45° - 349
Толщину фундаментной плиты примем предварительно рав- ной 0,20 м (см. рис. 127). Разбиваем вертикальную плиту на четыре зоны и вычисляем ординаты эпюры нормативных давлений в начале каждой зоны: = О. + (о., - а, ) ^- = 0,22 + (4,35 - 0,22) -Ц- =4,25 т/л2; $ = 0,22 + (4,35 - 0,22) ——5 - = 3,27 т/л2; 8,5 оЗ = 0,22 + (4,35 - 0,22) = 2,24 т/л2; 8,5 о4н = 0,22 + (4,35 - 0,22) = 1,23 т/м2. Строим эпюру расчетных давлений грунта на вертикальную плиту- Расчетная временная нагрузка р=р*пвр =0,8-1,4=1,12 т/м2. Расчетный вес грунта 1 Гр == Тгр^гр =1,8- 1,2 = 2,16 т/м3. Расчетная толщина слоя грунта, эквивалентного по весу вре- менной нагрузке, Интенсивности давления грунта у верха и низа стенки по формулам (248) и (249) °в =Trp/z0tg2(,45o--^-'j = 2,16 • 0,52 tg2 ^45° — — \=0,303 т/м; \ 2 У у 2 / °. - Тп> № + *о) tg2^45° - = 2,16 (8,5 + + 0,52) tg2^0-^ =5,25 т/л. Вычисляем ординаты эпюры расчетных давлений в начале каждой зоны: = 0,303 + (5,25 - 0,303) • —=5,153 т/л2; 8,5 350
oa = 0,303 -I- (5,25-0,303) • А— =3,943 т/м2', 8,5 4 15 о3 = 0,303+ (5,25-0,303) • =2,723 т/м2- 8,5 = 0,303 + (5,25 - 0,303) • - 2,°-— = 1,513 т/м2. 8,5 Среднее расчетное давление на вертикальную плиту в пре- делах каждой зоны: „ 5,153 + 3,943 . _п /2 Рх =--------------=4,50 т/м2', ?2 = 3,943 + 2,723 =3>33 т/м2', п 2,723 4-1,513 /2 =--------------=2,11 т м2', 3 2 п 1,513 + 0,303 пп , 2 р. = -----'— = 0,9 т/м2. 2 Вычисляем расчетные изгибающие моменты М и поперечные силы Q в сечениях неразрезной плиты по приближенным фор- мулам (354) и (355). Для этого, задавшись предварительно шириной ребра в 25 см, за расчетный пролет плиты принимаем расстояние между ребрами в свету /о = 2,5—0,25 = 2,25 м, а М и Q вычисляем по зонам на 1 м ширины плиты (табл. 33). Таблица 33 Значения Л4 и Q по зонам в Изгибающие моменты в тм Поперечные силы в т В пролетах Pzo М = 0,319 р У опор — П 71 О П Q = = l,125jt> СП 16 I Мпр = 0,319 • 4,5 •= 1,44 М01=—1,44 <?!=!, 125-4,5 =5,05 II М =0,319-3,33=1,04 пр2 Л4о2=—1,04 Q2= 1,125-3,33 = 3,75 III Мпп =0.319-2,11 = 0,665 пр3 Л40з=—0,665 Q3=l,125-2,11 = 2,37 IV Л4Пр =0,319-0,9=0,284 4 М04=-0,284 Q4= 1,125 0,9 = 1,01 351
Расчетные отрывающие усилия в т по зонам, приходящиеся на ширину плиты, равную 1 м (формула (356): В I зоне.........................Wo1=4,50-2,25 =10,1 Во II зоне.........................#02 = 3,33-2,25 = 7,5 В III зоне.........................#03=2,11-2,25= 4,75 В IV зоне.........................#04=0,9 -2,25= 2,01 Вычисляем ординаты эпюры расчетных горизонтальных дав- лений на ребро по формуле (357): ст' =5,153 • 2,5= 12,9 т/м; ^ = 3,943-2,5 = 9,86 т/м; о-; = 2,723 • 2,5 = 6,25 т/м; сг'= 1,513• 2,5 = 3,78 т/м; ав=0,303 • 2,5 = 0,756 т/м. Вычисляем равнодействующие расчетных горизонтальных давлений, действующих выше рассматриваемых сечений /—/, II—II, III—III, IV—IV (рис. 127), и их плечи относительно ука- занных сечений: 12,9 4-0,756 __ __ Ег =--------------8,3 = 56,5 2 8,3(8,3 + 3-0,52) 3 (8,3 + 2 - 0,52) 9’8G + °’756 6,225 = 33 т; м; т; ^2 2 6,225 (в,225+ 3-0,52) 3(6,225 + 2-0,52) _ 6,25 + 0,756 . . Е3 =---------—4,15 = 14,5 т; 2 4,15 (4,15 + 3 - 0,52) , —---------------------- =1,53 м; 3(4,15 + 2-0,52) 2,075(2,075 + 3 -0,52) 3 (2,075 + 2 • 0,52) ~ 352
Расчетные изгибающие моменты в тм и поперечные силы в т в сечениях ребра: В сечении I— I . Mi = 56,5 • 2,91 = 164,1; Qi = 56,5 В сечении II— И ... Л42 = 33 >2,22= 73; (?2 = 33 В сечении III—III . . . Л4з= 14,5 1,53 = 22,2; <2з=14,5 В сечении IV—IV . . . Ма= 4,7-0,81= 3,8; Qt— 4,7 Расчетные усилия М и Q в вертикальной плите и ребрах можно также определить путем умножения усилий М" и QH от нормативных нагрузок на приведенный коэффициент перегруз- ки /?пр ~ 1,22. Определение расчетных усилий М и Q в фун- даментной плите производим путем умножения усилий Ин и QH от нормативных нагрузок на приведенный коэффи- циент перегрузки /гПр=1,22. Определением" и QH производим, пользуясь эпюрами давления грунта и вертикальных нагрузок со стороны стенки- Давления на грунт от нормативных нагрузок (рис. 127): Сгр(мкс)= 23,25 т!м2\ °гр(мин)= 7,75 т/л2; агр.а = 7,75-j-(23,25 — 7,75) —=19,85 т/л2; 4 4,6 3 4 Огр.б = 7,75-’-(23,25-7.75) — = 19,25 т/л2. 4,6 Вертикальное давление: , на переднюю часть фундаментной плиты Рп =У^/гФ — 1,9 • 1,5 = 2,85 т/л2; на заднюю часть фундаментной плиты Р3 = ^ + ^ + ^ = 1,9 (1,5 + 7+0,42) = 17 т/л2. Вычисляем ординаты суммарной эпюры давлений на фунда- ментную плиту: <р= 19,85—2,85 = 17,00 т/л2; сРр = 23,25—2,85 = 20,40 т/л2; с/= 19,25—17 = 2,25 т/л2; = 7,75—17 = — 9,25 т/л2. Так как для расчета выделен участок стенки длиной 1 л, то ординаты эпюры давлений, приходящихся на 1 л2 площади- фундаментной плиты, будут равны интенсивностям нагрузки на 1 пог. м передней части фундаментной плиты. 23—200 353
Отрицательную часть суммарной эпюры давлений разбива ем на 2 зоны с отношением длин 1 : 1,5. Предварительно найдем длину этой части эпюры: 9,25 2,25 . _. ----—---------; 11,5х=31,3; jc = 2,74 м. х 3,4-л 2 74 2 74 Ширина I зоны а\=—----1 = 1,15 м\ ширина II зоны а2——-—. 2,5 2,5 • 1,5=1,60 м. Средние давления по зонам: О 17 = 9,25 ———=7,33 т/м; 2,74 Рс =9,25 -^-=2,7 т/м. 2,74 Находим изгибающие моменты и поперечные силы от норма- тивных нагрузок в опасных сечениях фундаментной плиты. В сечении А—А (рис. 127) 1 о М« = 17-1 • 0,5 +(20,4—1,7) —=9,6 т/м; 2 3 Л+ш. л 2 Задняя часть фундаментной плиты рассчитывается как не- разрезная многопролетная плита, опорами которой являются ре- бра, Изгибающие моменты Л4ни поперечные силы опреде- ляем при помощи приближенных формул по зонам (табл. 34)« Таблица 34 ______________________Значения Мк и Qи по зонам Изгибающие моменты в тм Поперечные силы в т В пролетах У опор QH 2 Зоны ^пр - 16 -0,319/, Р1о =-—=-0,319/ = 1,125/ I Л4"р1=0,319 • 7,33 = 2,33 Л1« -= - 2,33 = 1,125 • 7,33 = 8,25 11 М£>2= 0,319-2,7 = 0,86 М%2 = — 0,86 = 1,125 2,7 == 3,4 354
Усилия, отрывающие фундаментную плиту от ребер, при дей- ствии нормативных нагрузок на 1 м плиты по ширине, равны в т: В I зоне....................... W’oi =7,33-2,25=16,5 Во II зоне................. . Л/02 -2,25= 6,1 Определяем расчетные усилия М, Q и Wo путем умножения ЛГ , QH и W” на приведенный коэффициент перегрузки Ппр = 1,22. В сечении А—А передней части фундаментной плиты: МА =9,6- 1,22=11,7 тм; Qa =18,7- 1,22 = 22,8 т. Для задней части фундаментной плиты значения М, Q и Wo приведены в табл. 35. Таблица 35 Значения М, Q и N по зонам Зоны М в тм Q в т AZ0 в т в пролетах у опор 1 II 4^=2,33-1,22= = 2,84 4fnp2=0,86-1,22= = 1,05 Л401 = —2,84 Ч>2 = —1,05 Qi = 8,25 • 1,22 = = 10,1 Q2 = 3,4 - 1,22 = = 4,15 ^ = 16,5-1,2= = 20,1 У02=6,1-1,22= = 7,44 Подбираем сечения вертикальной плиты. В соответствии с нормами принимаем Ди =80 кг/см2. Ra =2100 кг/см2. В I зоне МПр =1,44 тм; A40i =—1,44 тм; Qi = 5,05 т. Принимаем процент армирования /z%=0,3% (/z = 0,003); а = I* —----= 0,003 ——°-— = 0,079; Ди 80 h = 3,65 -1/1442?1 = 15,5 см; 0 у 100-80 Л= 15,5 + 4= 19,5 см. Принимаем толщину плиты Л = 20 см; /?о = 2О—4=16 см; = =1440ОТ = 80-100- 162 Соответственно Ао а = 0,073; сечение арматуры в пролетах р = м —— = 0,073 - 100 - 16 =4,45 см2. R, 2100 Принимаем 908 мм (Да =4,52 см2). 23* 355
Сечение арматуры у опор Fa =4,45 см2, количество и диа- метр стержней такие же, как и в пролете. Проверяем плиту на поперечную силу- Предельная попереч- ная сила, воспринимаемая только бетонным сечением плиты, Qup. б р &А0 = 5,8 • 100 • 16 = 9260 кг>5050 кг. Следовательно, арматура для воспринятая поперечной силы и момента, возникающих в наклонных сечениях, не требуется. Во II зоне МПР2 =1,04 тм; М02 = —1,04 тм; СЬ=3,75 т. Толщину плиты оставляем Л = 20 см; /г0 = 20—4=16 см; . Мп»2 104000 /% = ----- —у— =--------------=0,0505. R^bhl • 80 100 • 162 Соответственно Ло а = 0,052. Сечение арматуры в пролетах и у опор Л =0,052- 100- 16 -52- —3,18 см2. 2100 Принимаем 70 8 (Fa =3,52 см2). Содержание арматуры (процент армирования) 3 52 Л = Чап 77-100=0,22«/о>0,1%. 1UU • 16 где 0,1%—минимальное допустимое содержание растянутой ар- матуры в изгибаемых элементах. Проверяем плиту на поперечную силу: QnP. б=5,8 • 100 • 16 = 9260 кг>3750 кг. В III зоне Мпр. з =0,665 тм; Л40з =—0,665 тм; Q3 = 2,37 т. Принимаем процент армирования д % =0,3% (/z = 0,003) и подбираем необходимую толщину плиты. а = 0,003--2100 =0,079; 80 /7__о се п /" ббоОО in1" ft»-3’65l/ WQ780 '°’0 СМ’ h= 10,5 + 4 = 14,5 см. Принимаем толщину плиты в III зоне й = 15 см, тогда Л0=15—4=11 см; л 66500 '4° = —wo зоП'р'=0,0685; а=0'0715-
('.ечеиие 'матуры в пролетах и у опор Fa =0,0715- 100-11 —— 2100 = 3 см2- 6 0 8(Fa=3,O2 см2). плиту на поперечную силу: QnP. б =5,8- 100- 11=6370 /сг>2370 кг. В IV зоне Мпр.4 =0,284 тм; М04 = —10,284 тм; Q4=l,01 т. Толщину плиты h оставляем равной 15 см; Ло=11 см. л 28400 0 100 • 80 И2 Сечение арматуры в пролетах Принимаем Проверяем = 0,0292; а = 0,03. R =0,03-100-11 а Принимаем Содержание 60 6 ММ (Fa =1,7 арматуры (процент 1-7 и у опор ——— =1,26 сж2. 2100 см2). армирования) 100 = 0,15% >0,1 %. 100-11 на поперечную силу не производим ввиду явного Проверку запаса. Ребро. Сечение ребра тавровое. Ширину полки принимаем равной расстоянию между осями ребер полки Лп =20 см, ширина ребра 25 см. В сечении I—I Mi =164,1 тм; Qi = 56,5 Высота сечения ограничена шириной меитной плиты и равна /г = 360 см. Защитный слой принимаем 4 см (в свету), тогда а = 4 + 1=5 см; Ло = 36О—5 = 355 см. Так как толщина полки ЛГ1 =20 см<0,2 /г = 0,2-360 = 72 см, то, предполагая I случай, арматуру можно подобрать по при- ближенной формуле (без учета сжатия в ребре) F М . . Га / И \ /?а Ло- — ) COS 23° \ 2 / 16410000 ~ / 20 2700 355 - — \ 2 6и =250 см, толщина т. задней части фунда- -----= 19,2 см2. 0,92 357
Проверяем правильность предположения 1-го случая: /?а Fa =2700* 19,2 = 51800 кг<Rиbnhn = = 80-250-20 = 400000 кг, следовательно, имеем 1-ый случай; нейтральная ось не пересе- кает ребро и арматура подобрана правильно. Принимаем 8018п (Ла =8-2,54 = 20 гм2>19,2 см2). По ста- рым нормам, если hn <0,1 h, сечение должно рассчитываться как прямоугольное без учета свесов полки. В нашем случае hn = 20 сж <0,1 • 360 = 36 см. Рассчитаем сечение ребра как прямоугольное без учета свесов полки. 4 М _ 16410000 ° Rnbphi 80-25-3552 Го = 0,966; (а = 0,069); 16410000 -0,065; м ==---------—--------=-------------— w- ------------= 19,3 см\ mma'Ra ТоЛо cos 23° 1 • 1 • 2700 • 0,966 • 355 • 0,92 а = ab/i^-—----= 0,069 25 • 355—-—=19,7 слс2\ ma£acos23° 2700 0,92 / Сечение арматуры получается почти такое же, как и в расчете с учетом свесов полки. Проверяем сечение на поперечную силу: Qnp. б =5,8 - 25 • 355 = 51500 кг<56500 кг. Найдем сечение хомутов, необходимое для воспринятия попе- речной силы, для этого вычисляем: /_Q\2 | т Цх — 565002 0,67?и bhl 0,6 • 80 - 25 • 3552 2°’6 Предельное расстояние между хомутами г г GARvbho 0,1 - 80 - 25 - 3552 С/ =-----------=---------а---------- = 450 см. Q 56500 Принимаем расстояние между хомутами в I зоне ах =20 см, то- гда при двухветвевых хомутах (д = 2) дхах 20,6-20 Ran = 0,123 ел2. 1700 - 2 358
Определяем сечение .хомутов, необходимое для воспринятая си- лы +О1 = 10,0 г, отрывающей плиту от ребра в I зоне, . =Ю100120 смК х R„n\W 2100-2-100 Суммарное сечение хомутов в I зоне, необходимое для воспри- нятая поперечной и отрывающей силы, =/;+/; =0,123+ 0,68 = 0,803 см2. Принимаем диаметр стержня хомута 10 мм, что дает fx— = 0,785<0,803. Уменьшаем шаг хомутов до 15 см и пересчет не производим ввиду явного запаса. В сечении II—II +12 = 73 тм; Q2 = 33 т. Высота сечения ребра h= 15 + 345— =275 см; Ло = 275—5 = 270 см; 830 /2П =20 см<0,2 h = 0,2 • 275 = 55 см; Ъ = 7300000 / 20 \ 2700 270 — —-10,92 \ 2 У = 11,3 см2; =2700- 11,3 = 30500 K2<Rabaha = = 80-250-20 = 400000 кг. Принимаем 5 0 18п (Fa =5• 2,54= 12,7 см2). Проверяем сечение на поперечную силу Qnp.6 =5,8 • 25 • 270 = 39000 кг>33000 кг. Арматура, воспринимающая поперечную силу и момент в наклонных сечениях (отогнутые стержни и хомуты), по расчету не требуется. Производим расчет горизонтальных хомутов по силе +о2 = = 7,5 т, отрывающей плиту во II зоне. Шаг хомутов принимаем ах =30 см. 7500 • 30 2100 -2-100 = 0,535 см2. Оставляем диаметр хомутов 10 мм. В сечении III—III Л4з = 22,2 тм; 0з = 14,5 т. 415 Высота сечения h = 15 + 345 ^^ =187 см. Ао= 187—5= 182 см; Лп =15 сл<0,2- 187 = 37,4 см; 359
2220000 = 5,05 см2; 2700 182 ——0,92 \ 2) Ра Fa =2700 • 5,05=13620 кг <80 • 250 • 15 = 300000 кг. Принимаем 30 18п (Га =7,6 сл!2). Qnp.6 =5,8 • 25 • 182 = 26400 кг>14 500 кг. Горизонтальные хомуты оставляем диаметром 8 мм с шагом. 30 см. В сечении IV—IV Л44 = 3,8 тм-, Q4 = 4,7 т. Высота сечения 207 Л = 15 + 345——— = 100 см. 830 Ло=100—5 = 95 см; hn =15 сл*<0,2 • 100 = 20 см; 2700 100 — — 0,92 \ 2 У Принимаем 2 0 18п (Fa =5,08 см2). Фундаментная плита. Для фундаментной плиты принимаем бетон марки М 200. Рассчитаем передний выступ фундаментной плиты. В сечении А—А Л4д=11,7 тм; Qz = 22,8 т. Толщину плиты перед- него выступа определяем исходя из условий полного восприня- тая поперечной силы бетонным сечением. Для бетона марки М 200 =7,2 кг)см2; /?и =100 кг!см2. Необходимая рабочая, высота сечения = +28°° —31,7 с.«: Л = 31,7 + 4 = 35,7 см. £\р и / • 1UU Принимая толщину плиты /1 = 40 см, Ао = 4О—4 = 36 см. F& = 0,095-100-36—^— =16,3 см2. 2100 Принимаем 11014 (Fa = 16,92 см2). В I зоне задней части фундаментной плиты Mnpi =2,84 тм; Л4о1=—2,84 тм; Qi = 10,l т. 360
Толщину плиты определяем исходя из условия полного вое принятия поперечной силы бетонным сечением =-----15152---= 14,1 см; /1 = 14,1+4=18,2 см. 7,2 100 Принимаем толщину плиты /г = 20 см, Ло = 2О—4=16 см. . 284000 А.л — ---------- 100-100-162 = 0,11; « = 0,12; Fa =0,12- 100- 16 —125__ =9,15 см2. 2100 Принимаем 12010 (F а =9,42 см2). Такое же количество арматуры не Л4,р, = 1,05 тм; Л4О2 =—1,05 тм; оставляем /г = 20 см; /?0=16 см; ставится Qs = 4,15 и у опор. Во II so- т. Толщину плиты Ао 105000 100 • 100 - 162 = 0,041; « = 0,045; 1 РП Fa =0,045- 100- 16 ----- 2100 = 3,42 см2. Принимаем 6010 (Fa = 4,71 см2). Такое же количество арматуры ставится и у опор. Рассчитываем вертикальные хомуты ребра. В I зоне Л/о1 = 2О,1 т. Шаг хомутов принимаем «л-=15 см, количество ветвей п = 2. A'oi 20100 15 =------------------—------------------------=0,72 см Ra п 100 2100 - 2 100 Принимаем диаметр стержня хомута 10 мм (fx= 0,785 см2)- Во II зоне Л/о2 = 7,44 т. Принимаем шаг хомутов 30 см, 7440 2100 • 2 =0,53 сл!2. 100 Принимаем диаметр стержня хомута 8 мм. Чертежи стенки приведены на рис. 128, 129. 361’
-I лоно—-------и зом---*Д7 зона—«ч—— /v зона 1 Горизонтальное сечение ребра 8 1-й зоне — юо 25 Изона 1 зона Хомут,(длина переменная/ tso U4 — 460 — Сечение плиты 6111 и IV зонах 3 (7)308((?)30б) 1 | 1 х™ Сечение плиты в Lull зонах L J. 04/0g (3^08) Ц 0 4^08 (31 $8) \ [ —/|р 1. 1 [ Сечение фундаментной т—>• плиты 61 и II зонах 1 4^0 з 014 ((4) 3010) (3)3 014 ((4) 30 Id) —250— ~------------------— 250------------------------- 250 ----- Примечаний: 1. Количество и диаметры стержней, указанные в скобках, относятся только ко II и Г/зонам. :2 Горизонтальные хомуты: б 1зоне-ф 10 через 15 „• бо II и IIIзонах -фЮ через ЗОЛ, в IVзоне- 0 8 через 30см. J. Вертикальные хомуты: б I зоне -фЮ через 15 , 6о И зо- не -010 через ЗОом^ Рис. 12&. Армирование уголковой стенки с ребрами отдельными стержнями. Рис, 129. Армирование уголковой стенки с ребрами сварными каркасами и сетками,
ОГЛАВЛЕНИЕ Стр. Предисловие................................................... Глава I. Мосты-водоводы, селепроводы, консольные перепады , . 4 § 1. Общие сведения >.......................— § 2. Мосты-водоводы ,...........................................9 § 3. Селепроводы 20 § 4. Консольные перепады ......................................23 § 5. Общие указания по проектированию сооружений .... 24 § 6. Нагрузки и воздействия на сооружения......................25 § 7. Расчет и конструирование элементов сооружений .... 29 § 8. Пример расчета и конструирования моста-водовода ... 58 Глава II. Подземные резервуары.................................95 § 1. Классификация резервуаров и их назначение..................— § 2. Общие указания по проектированию подземных резервуаров . . 98 § 3. Нагрузки и воздействия па резервуары......................НО § 4. Расчет и конструирование резервуаров . . , . . .112 § 5. Примеры расчета и конструирования резервуаров .... 167 Глава III. Опускные колодцы .... . . 194 § 1. Общие сведения ............................................— 2. Поверка основных размеров колодца ...... 200 § 3. Общие указания по проектированию колодцев .... 203 § 4. Нагрузки и воздействия на колодцы .......................210 § 5. Расчет и конструирование элементов колодца . . . . .219 § 6. Проверка колодца на всплывание ....... 255 § 7. Пример расчета и конструирования колодца.................255 Глава IV. Подпорные стенки ........ 274 § 1. Общие сведения .......... 274 § 2. Нагрузки и воздействия на подпорные стенки , . , . . 277 § 3. Указания по проектированию подпорных стенок . . . 289 § 4. Расчет подпорных стенок .................................295 § 5. Методические указания по расчету подпорных стенок . . 321 § 6. Примеры расчета и конструирования подпорных стенок . . 330

//зона (армирование сварными каркасами и сетками) I Рис. 97. К примеру расчета опускного колодца. ЕИБЛ'ИО i Ei< НйЛТКГ/ГЛ !?i7
ПИПГ.
,.umWW»W*iwi 11 HHr.irr <*”|П**Ю i БИМИО. b '• f Шим Нэучни - Штитг» ДО Стргшшад KWH 4_______________ Г а б а и и а 26 Формулы для определения давления грунта c к 1 Профили стенки и поверх- ности засыпки; вид эпюры давления грунта Формулы для определения наиоолее опасного। , , 1 А 1 - 1 Коэффициент л давления грунта наклона плоскости оорушения к вертикали : 1 1 м 1J Г Полное д: грунт; вление I:. Плечо г Данные для построения эпюры давления грунта yr-^wSw.iw® «-• б Г V • tg Vo = tg^450 --^ — ). = tg2f45° — 1 2 / 1 I = 2 у A2 X A 3 С г = /[ / /2 1 4/‘ 2 1 _ 1 111 1 111 «с*-1 - -W— tgVo = tg^45e — у >. = tg^45 E = 4 i + 2A(,)X A A -|-3A0 3 h-I- 2Aq со = СА = 7 (А + Ао) X Г"'"” nwwt' 1 " 4 у ‘ JL ** ,~г'~'Ля“ ~~ 3 . = tgV„ - A tg(Vo-Hp)’ >1 = _*eK»_ tg( VVHt) Л = y(A(/ -F2AU)X f Точка прило- жения силы E находится проектирова- нием центра тяжести приз- мы обрушения па подпорную стенку (лучом, параллельным плоскости обрушения) I а — ; tg^o 3* X'; CAj ~ У (А1 + А0)Х' ; “ 7 (А + Ао) X' S tg Vo = — tg'f + j/ (l+tg2?) _ _ 2a/i0 Л(АЧ-2А0) Д \. 1 + ’ ) ’ tg? / ИЖ--?= a ; Аг б'ь, б'ь, 6Е В Q tgV0 = -tg? + l/ (l+tg2?) fi- - r \ tg ? 2/;A0 д =——- n tgVo-гЛ tg (Vo+?) ’ v_ tgV0 tg( Vo + T) '[hvK То же tg'o tgV'o z'h = СЛ =7(А1+А0)л'; сл2 = 7(a3-i-a0)//; tgV0 = 2AA0 A =-----° /г 6 ftr V. -г tg?) Л tg? Г ’g tg?.J _ tgVp+A tg(Vzo+ ?) tg (М т) 1 E = - ал2 °л = ihK' Л, ; tg^O = 7А0Х'; с\{ =7(А]-!-Ао)А'; = yAj X'; с/7 = 7АХ' tgV'o Е <J = *f/lX

*4 Ч 2 1 ' 1 - - V/ 3 /j-(_2/Zq CA = 7 (Zi H- fto) A ) = — А . tg(Vo-Hp)’ Х1 = _'гК»_ fROVHp) £ = ±-(h(r 1 _F 2Zr0)X Точка прило- жения силы £ находится проектирова- нием центра тяжести приз- мы обрушения на подпорную стенку (лучом, параллельным плоскости обрушения) A a ; 1 tgH0 caj = 7 + ^o)^'; СЛ = 7 (/l + fto) X' tgVo-1-Л tg (Vo+?) ’ у=__Lg/o »g(Vo + ?) £ = 1 2 y/i2X 1 То же a a-^h 'h — ; tg4 tgV'o =7^jX'; ch ^=7(^l“f“^o)^, ! c/z^ — 7(^2 o)A'’ =7X2/.'; аЛ = 7ЛХ' , _ «gVo+Д . tg( Ио-|- ?) ’ V = — gVZ° fgfVo+'-P) 1 1 £ = — 2 r » . Л,- ; Ig^o Ga = 7^оЛ'; — 7(Лl^“fy)P•,; = 7*i *'; СЛ = 7ЛХ' . = tgVro tg(/o + ?)(1 — tg^gVo^ F = - 2 7/.‘Jk и 3 c/z = у/гХ /. = COS2 'f £ = 1 2 7*’<> h 3 сл = 7/iA ? = [g% tg( Vo + ?)(! *H tg£tg ^o) Е=1 тй(Л + 2Л0)Х h h -j- 3X0 3 h 2/?q = 7^0^; аЛ = y( A + £0)X
к е 2 Профили стенки и поверхно- сти засыпки; вид эпюры давления грунта Формулы для определения наиболее опасного наклона плоскости обрушения к вертикали 9 tgИо = - tg? + | / (14-tgM (1 + г \ tg? / ab А= »)• 10 tgV0 = ab Д_--------------- tg2? — AtgЕ(1 - tga?) s °- tge(l-Hg2?)(l—Atge)—tg<f> /0+tg2?)(tgF-tgO [tg?—A(1 +tgdg^] tg-(l-Hg2?)U—AtgO—tg? A = —2~; lh = algs; h3=h-atge "з t v = _ tg2?— Atgs(l+tg2?) S ° tge(l i-tg2?)(l—Atge)—tg? / (l-Hga?)(tg?-tge)[tg?^A(l+tgetgH tge(l + tg2?)(l—Atgs)—tg? ah — ; /?j = fltge; Л3=Л—atge. . о /1 , 2Z?0 h\ 1 - — 3\ h, tgv^-ig? : ОЛ I ' I (h \ !>)-
Продолжение табл. 26 Коэффициент Я давления г рунта Полное давление грун- та Е Плечо z Данные для построения эпюры давления грунта ? ~ А ' tg(V,+?j’ ,.г ЙЕ» L. tg( Ио -!-?)(! — X" = tg( Ц>+?) Я- 4 7(W* Находится так же, как для схемы 3 а tgV ®Л1 = 7^iX' ; ffft==I(/l + 6)X" ? _ ^о-Л tg(i4+<p) ’ tgl/p ‘g(Vo+?)(l—tgetgVo Х"= — tg( Ио-|-?) Е= у y(/z + by X Л 2Л0 \ X 1 + —М X у ,г / То же а Лг - t ,7 -ь : tg^o з0 = 7/?0Х'; ал'-= 7(^г + b + h0)\" +А _l-tg_etgV0 f х= ч?(^0+т) X' = lgK° • ‘g(^o+?) ’ v = .‘g Ко fg(Ио |-?)(l-tg-tgV'o) Е « 2 а л* ” 1gV„ ’ c/2i =7Л?'; са = 7АХ" tgVo 1—lgctg|/0 ' 1 7 1 <f) tg(V0 l-T) ’ X'= 181/11 tg(I4 1 ?) (1 -tg tg/0) » а Н ~ tg^o ст0 = 7?7ОХ' ; ч- =7(^1 + 1 =7<йз + А0)Х" 1 Xe ‘кИгд±. tg( Vo4-?) ’ X = W tg(V'o-l-'P) £ = А 7(/2-Н)2* । /?2=n1tgs; hs=h-ayg^, . . ’4 tgV0 ’ л.= -^--б; ° tg^o = 7Лр^ J стй5 =7(Л5+^)Х'; О;, =7(/i^-&)X,