Аварии в строительстве - Шкинев А.Н.

Автор: Шкинев А.Н.
Теги: строительство строительные материалы строительно-монтажные работы технология строительного производства строительные конструкции техника безопасности стройиздат аварии
Год: 1984
Похожие
Усиление и реконструкция фундаментов
Мастер золотые руки: самое полное руководство
Аварии жилых зданий
Справочник теплоизолировщика
Текст
                    A. H. Шкинев
АВАРИИ
В СТРОИТЕЛЬСТВЕ
Издание 4-е, переработанное и дополненное
МОСКВА СТРОЙИЗДАТ 1984
ББК 38.683
Ш 66
УДК 69.059.22
Рецензент — инж. А. И. Логинов (Главное техническое управ-
ление Минмонтажспецстроя СССР)
Шкинев А. Н.
Ш 66 Аварии в строительстве. — 4-е изд., перераб. и
доп. — М.: Стройиздат, 1984.—320 с., ил.
Приведены примеры обрушений крупнопанельных и каркасных
жилых, общественных и производственных зданий, монолитных желе-
зобетонных силосных сооружений, металлических конструкций: покры-
тий производственных и общественных зданий, транспортных галерей,
пролетных строений мостов, магистральных нефте- и газопроводов
и др. Описаны обрушения каменных конструкций. На основе анализа
причин аварий приведены рекомендации по их предупреждению.
Изд. 3-е вышло в 1976 г. под загл.: Аварии на строительных объектах,
нх причины и способы предупреждения.
Для инженерно-технических работников строительных и проект-
ных организаций.
3204000000—450	ББК 38.683
Ш 047(01)—84	116-84	6С6.8
© Стройиздат, 1976
© Стройиздат, 1984, с изменениями
ВВЕДЕНИЕ
На июньском (1983 г.) Пленуме ЦК КПСС была подчеркнута
необходимость сосредоточить внимание не только на количествен-
ных показателях, но и главным образом на повышении качества
продукции, улучшении использования производственных мощностей.
Исходя из поставленных задач внимание проектировщиков,
строителей п технологов должно быть обращено на повышение тех-
нического уровня и качества проектных решений, промышленной
продукции, применяемой в строительстве, и строительно-монтаж-
ных работ в целях обеспечения надежности, долговечности и экс-
плуатационных качеств зданий и сооружений.
Надежность строительных систем при их проектировании, воз-
ведении и эксплуатации в основном обеспечивается выполнением
следующих условий: правильным выбором основных расчетных схем
и предпосылок расчета, в наибольшей мере соответствующих дей-
ствительной работе системы в процессе возведения и эксплуатации;
достоверностью и полнотой инженерно-геологических и гидрогео-
логических изысканий; выбором проектных решений, отвечающих
современным требованиям, технологическим процессам изготовле-
ния и возведения, а также условиям эксплуатации; выбором мате-
риалов с соответствующими прочностными характеристиками в за-
висимости от их назначения и значимости, от района строительст-
ва, заданного срокй службы системы и условий ее эксплуатации;
защитой при необходимости от коррозии всей системы или отдель-
ных ее элементов (в зависимости от условий эксплуатации); учетом
при проектировании природно-климатических, силовых и других
воздействий, возникающих в процессах возведения и эксплуатации
системы; учетом при проектировании и возведении поперечной и
продольной жесткости и устойчивости системы; выполнением тре-
бований государственных стандартов на строительные материалы,
изделия и конструкции, а также нормативных документов по про-
ектированию, строительству и эксплуатации; рациональными реше-
ниями сопряжений и соединений (узлов, стыков) элементов системы
с учетом условий возведения и монтажа системы; применением но-
вых решений несущих и ограждающих конструкций и системы в
целом в заданных условиях возведения и эксплуатации; строгим
операционным, лабораторным и геодезическим контролем в процессе
изготовления материалов и конструкций, а также в процессе строи-
тельно-монтажных работ и эксплуатации.
Как показывает анализ аварий строительных конструкций, зда-
ний и сооружений, нарушение одного или нескольких из перечислен-
ных условий приводит к снижению надежности системы, а зача-
стую к ее разрушению (отказу).
1*	— 3 —
Нормативные документы по проектированию и строительству
и государственные стандарты устанавливают оптимальные требова-
ния к проектированию и возведению зданий и сооружений, к каче-
ству строительных материалов, конструкций и изделий. Эти норма-
тивные документы и государственные стандарты на основе резуль-
татов научных исследований, передового отечественного и зарубеж-
ного опыта проектирования и строительства систематически совер-
шенствуются и обновляются. Строгое соблюдение требований нор-
мативных документов и государственных стандартов обеспечивает
необходимую надежность и долговечность зданий и сооружений и
их эксплуатационные качества.
Анализ ряда крупных обрушений в строительстве, происшед-
ших за последние 30 лет, показал, что основная причина аварий —
низкое качество выполнения строительно-монтажных работ. Напри-
мер, отсутствие соосности поперечных несущих степ, а также нару-
шение требований нормативных документов при монтаже сборных
железобетонных конструкций и устройстве узлов каркасного много-
этажного здания привело к его полному обрушению.
Значительное число обрушений произошло вследствие нарушения
требований при изготовлении и монтаже металлических конструк-
ций: ослабления сечений элементов конструкций, узлов, сварных
швов, замены стали, принятой в проекте, сталью с более низкими
прочностными характеристиками. К обрушению приводило также
утяжеление конструкций при устройстве покрытий. Имели место
аварии несущих конструкций покрытий в результате изменения рас-
четной схемы работы конструкций при монтаже.
Много обрушений произошло из-за неудовлетворительного ка-
чества выполнения работ по возведению сооружений из монолитно-
го бетона и железобетона. При возведении отдельных монолитных
сооружений допускаются грубые отклонения от проекта и наруше-
ния технологических процессов при их бетонировании. Так, вслед-
ствие резкого уменьшения количества рабочей арматуры и сниже-
ния марки бетона против предусмотренных проектом, нарушения
правил производства работ при бетонировании происходили обру-
шения некоторых силосных сооружений для хранения цемента и
зерна. Обрушения вызывались утяжелением плит покрытий на
20...40 % при пх изготовлении, превышением массы утеплителей,
цементных стяжек и др. За последнее время имелись аварии сбор-
ных железобетонных конструкций и изделий из-за недоброкачест-
венного их изготовления некоторыми заводами. А.варии происходили
большей частью вследствие нарушения па заводах железобетонных
конструкций производственно-технологической дисциплины, необхо-
димого квалифицированного надзора и контроля при изготовлении
конструкций и изделий, небрежного выполнения армирования, гру-
бых отступлений от проектов — снижения марки бетона, смещения
— 4 --
рабочей арматуры в сжатой зоне, отсутствия арматуры в опорных
частях, недостаточной анкеровки стержней, замены рабочей армату-
ры против проекта и т. д.
Значительное число аварий каменных конструкций за по-
следнее время произошло вследствие нарушений правил возведе-
ния зданий в зимнее время, произвольного снижения марок кир-
пича и раствора, применяемых для стен, ослабления несущих стен
вследствие устройства проемов и пробивки борозд, не предусмот-
ренных проектом, местных перенапряжений каменных конструкций
из-за неправильного выполнения опорных частей несущих конструк-
ций и др.
Произошло несколько обрушений конвейерных галерей, выпол-
ненных из металлических конструкций, в результате применения
для основных несущих конструкций (ферм, опор, колонн) стали
низкого качества, обладающей склонностью к хрупкому разруше-
нию и непригодной для изготовления ответственных сварных кон-
струкций, особенно работающих в условиях отрицательных темпе-
ратур и высоких местных концентраций напряжений; неудовлетво-
рительного качества сварных швов; отступления от проектов в
процессе изготовления конструкций; больших эксцентриситетов в
местах опирания ферм на опоры и др.
Одной из основных причин обрушения неразрезного стального
пролетного строения моста послужило хрупкое разрушение сталь-
ных конструкций, возникшее вследствие неблагоприятного сочета-
ния ряда факторов.
Имели место аварии в результате нарушения правил монтажа
зданий и сооружений из сборных железобетонных конструкций, в
частности каркасных зданий, отсутствия должного контроля за ка-
чеством поступающих на строительство строительных материалов,
конструкций и изделий, частичной или полной замены материалов
конструкций без санкции проектных организаций, нарушения правил
производства работ при возведении зданий на просадочных грунтах
и др.
Нарушения нормативных требований на многих стройках и
предприятиях является следствием отсутствия операционного, лабо-
раторного и геодезического контроля в процессе производства
строительно-монтажных работ и изготовления конструкций, изделий
и материалов.
К недостаткам проектных решений отдельных зданий и соору-
жений, которые в совокупности с низким качеством строительно-
монтажных работ привели к обрушениям, можно отнести: недоста-
точное обеспечение пространственной жесткости и устойчивости
полносборных зданий как в процессе монтажа, так и при их экс-
плуатации; неправильный учет действующих на системы нагрузок и
других силовых воздействий; ошибки в расчетах конструкций; изме-
— 5 —
нения проектных решений в процессе строительства; недостаточная
проработка отдельных узлов, стыков сопряжений несущих конст-
рукций; отсутствие в проектах указаний о мерах по обеспечению
устойчивости конструкций при строительстве зданий на просадочных
грунтах.
Порой к обрушению сооружений приводит применение новых
конструкций без ясного представления о их работе в процессе воз-
ведения и эксплуатации, без должной изученности и эксперимен-
тальной проверки. Так, недостаточная жесткость и устойчивость мо-
нолитного шедового покрытия, обладающего к тому же свойством
последовательного разрушения при потере устойчивости отдельного
шеда, в совокупности с нарушениями в процессе производства работ
привели к его обрушению.
Имели место обрушения подкрановых балок в связи с устало-
стью металла и недостаточным учетом горизонтальных нагрузок от
мостовых кранов; обрушение силосов для хранения сыпучих мате-
риалов (цемента, зерна) вследствие недостаточной изученности си-
ловых воздействий на стенки силосов; обрушение стальных резер-
вуаров для воды и нефтепродуктов, вызванное неудовлетворитель-
ным качеством сварных швов и недостаточным исследованием
работы тонкостенных оболочек; обрушение стальных конструкций
конвейерных галерей вследствие недостаточной изученности явле-
ний хрупкого разрушения металла; обрушение железобетонного мо-
нолитного шедового покрытия из-за отсутствия своевременной экс-
периментальной проверки этих конструкций.
Имели случаи деформации инженерных сооружений вследствие
грубых дефектов, допущенных при проектировании. Примером мо-
жет служить авария на складе влажного концентрата горно-обога-
тительного комбината: вследствие игнорирования законов строи-
тельной механики и требований строительных норм и правил по
расчету основания штабеля концентрата и фундаментов несущих
конструкций на устойчивость, а также по учету возможности коле-
бания грунтовых вод в процессе эксплуатации сооружения основа-
ния штабеля влажного концентрата потеряло устойчивость, в ре-
зультате чего деформировались стальные арки.
В практике строительства имеют место аварии из-за дефектов
инженерно-геологических и гидрогеологических изысканий: недо-
статочной полноты исследований, что приводит к неполноценным
проектным решениям фундаментов зданий и сооружений, недоста-
точного учета влияния подземных коммуникаций, расположенных
вблизи строящихся зданий и др.
Обрушаются конструкции, а порой здания и сооружения в про-
цессе эксплуатации в результате перенапряжения несущих конст-
рукций и их элементов из-за установки дополнительного оборудова-
ния, не предусмотренного технологическим проектом, замены одно-
— 6 —
го оборудования другим с большими динамическими нагрузками,
дополнительной пробивки отверстий и борозд в конструкциях.
Дефекты возникают также вследствие значительной вибрации
оборудования.
Большое число обрушений покрытий производственных зданий
произошло из-за скопления на кровлях значительного количества
пыли, особенно цементной, и несвоевременной ее уборки в процессе
эксплуатации.
Для повышения надежности и долговечности строительных си-
стем необходимо тщательно изучать аварии и на основе анализа их
причин разрабатывать мероприятия, позволяющие предотвратить
подобные аварии в будущем,
Анализ аварий конструкций, зданий и сооружений позволяет
установить основные причины аварий: дефекты и низкое качество
строительно-монтажных работ, отступление от проектов при воз-
ведении зданий и сооружений и их элементов, нарушение элемен-
тарных правил монтажа и условий обеспечения жесткости и устой-
чивости конструкций при проектировании и в процессе их возведе-
ния, применение материалов и конструкций недостаточной
прочности, замена материалов конструкций или их частей без санк-
ции проектных организаций, недостатки проектных решений в со-
вокупности с дефектами производства работ, перегрузка несущих
конструкций в процессе эксплуатации, отсутствие надежных средств
и методов антикоррозионной защиты. Как отмечалось, также одной
из причин обрушений является недостаточная изученность работы
некоторых конструкций под нагрузкой, дефектность, неполноцен-
ность инженерно-геологических и гидрогеологических изысканий ос-
нований.
Изучение причин аварий позволяет лучше понять закономерно-
сти в работе конструкций, зданий и сооружений, привлечь внимание
ученых, проектировщиков и строителен к недостаткам проектных
решений, устранение которых должно предупредить аварии и тем
самым обеспечить надежность сооружений.
За последние годы на основе анализа и изучения причин ава-
рий, описанных в настоящей книге, научно-исследовательскими и
проектными организациями в целях повышения надежности и дол-
говечности зданий и сооружений вносились предложения по изме-
нению и дополнению соответствующих нормативных документов по
проектированию и строительству. 'Гак, в результате обрушения
стальных подкрановых балок на металлургическом заводе дополни-
тельно изучались явления усталости металла от воздействия дина-
мических нагрузок, совершенствовались расчеты тонкостенных ме-
таллических конструкций. В связи с обрушением стальных ферм
конвейерных галерей от хрупкого разрушения металла дополни-
тельно изучались проблемы хладноломкости стали в различных ус-
— 7 —
ловиях эксплуатации металлических конструкций. Случаи обруше-
ния каркасных зданий из сборных железобетонных конструкций
вызвали необходимость совершенствования требований к монтажу
таких зданий и обеспечению их пространственной жесткости и ус-
тойчивости.
В настоящее время в связи с широким внедрением в практику
строительства новых объемно-планировочных и конструктивных
решений зданий и сооружений, новых конструкций (в том числе лег-
ких) научно-исследовательские, проектные и эксплуатирующие орга-
низации должны установить натурные наблюдения за работой кон-
струкций в процессе их возведения и в различных условиях экс-
плуатации. Это позволит оценить надежность и долговечность кон-
струкций, выявить их дефекты, а также подготовить предложения
по их дальнейшему совершенствованию.
Натурные наблюдения необходимы для оценки надежности и
степени долговечности конструкций и установления срока их служ-
бы с учетом отказов, факторов физического, морального и социаль-
ного старения, огнестойкости, применения средств антикоррозион-
ной защиты и биостойкости и др.
Задача настоящей книги — объективно оценить причины неко-
торых аварий в строительстве, чтобы на основе анализа избежать
их повторения. В качестве материалов для книги использованы ак-
ты и заключения комиссий, отдельных специалистов, материалы
некоторых проектных организаций, министерств и ведомств, а так-
же Госстройинспекции Госстроя СССР.
Глава I. ОБРУШЕНИЕ ЗДАНИЙ ИЗ СБОРНЫХ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
СБОРНЫЙ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЙ КАРКАС
МНОГОЭТАЖНОГО ЗДАНИЯ
В апреле 1961 г. произошло обрушение каркаса,
смонтированного из сборных железобетонных элементов.
Здание имело десять этажей, из них девять над землей
и один этаж подвальный. Конструкции здания состояли
из сборного каркаса и наружных кирпичных самонесу-
щих стен. Длина здания 56,6 м, ширина 21 м с сеткой
колонн в поперечном направлении 6,55 + 6,4 + 6,55 м, шаг
колонн в продольном направлении 6,1 м (рис. 1). йод-
ная высота здания 41 м.
Каркас представляет собой 10 железобетонных рам,
расположенных поперек здания и состоящих из сборных
элементов: колонн и ригелей (рис. 2). Междуэтажные
перекрытия выполнены из сборных железобетонных плит
размером 5,66X1,48 м.
Йо данным инженерно-геологических изысканий, ос-
нованием для фундаментов здания являлись моренные
суглинки с гравием и щебнем мощностью 2...5 м. Фунда-
менты здания железобетонные монолитные из бетона
марки М 300 в виде перекрестных лент.
Наружные стены кирпичные толщиной 51 см, запро-
ектированы из семищелевых камней марок 100 и 75. Сое-
динение сборных железобетонных элементов между
собой предусмотрено на сварке с заделкой зазоров рас-
твором и бетоном марок М 200...400.
В поперечном направлении расчетная схема была
принята в виде 10-этажной рамы с жесткими узлами
(рис. 3) и с колоннами, защемленными в фундаменте.
В продольном направлении расчетная схема быала при-
нята в виде рам, ригелями в которых должны были яв-
ляться плиты перекрытий.
Йо проектному заданию здание было 4-этажным
(с подвалом) Г-образной формы в плане. При разработ-
ке рабочих чертежей форма в плане была принята пря-
моугольной и число этажей увеличено до 10.
Общего проекта организации производства работ, а
также совмещенного рабочего графика строительно-мон-
тажных работ на строительстве не было. Был разрабо-
тан только проект монтажа железобетонных конструк-
— 9 —
1.	Схема каркаса
/•—железобетонные колонны; 2 —
самонесущие стены; 3— сборные
железобетонные ригели; 4 — сбоо*
ные железобетонные плиты
2.	Поперечный разрез каркаса
/ — колонны; 2 — самонесущие сте-
ны; 3 — ригель; 4 — стык колонн;
5 — фундаментные перекрестные
ленты
3.	Узлы соединений
я —деталь опирания плит между-
этажных перекрытий на ригель;
б _ у3ел сопряжения ригеля с ко-
лонной каркаса; / — ригель; 2—
плиты перекрытия; 3 —стальные
закладные детали; 4 —колонны;
5 — самонесущая стена
ций, в котором были приведены перечень оборудования,
схема монтажа, стройгенплан и график производства
работ. В этом проекте было указано, что к сборке кон-
струкций каждого последующего этажа можно присту-
пать только после окончательного закрепления всех
конструкций предыдущего этажа. Вместе с тем методы
закрепления монтажных стыков и узлов, включая тех-
нологию сварки, в этом проекте не были отражены.
— 10
Обращает на себя внимание нечеткость распределе-
ния работ между подрядными организациями по замоно-
личиванию монтажных стыков каркаса. Так, замоноли-
чивание стыков колонн входило в обязанности одной
организации, а замоноличивание узлов сопряжений ри-
гелей с колоннами, плит с ригелями и плит между со-
бой — в обязанности другой организации.
К моменту обрушения каркаса здания были полно-
стью закончены работы по устройству фундаментов,
почти полностью были возведены стены подвала, частич-
но не были заполнены пазухи котлована. Полы в подва-
ле не были сделаны, хотя засыпка фундаментов в под-
вале частично осуществлена. Железобетонный каркас
был смонтирован почти полностью на все 10 этажей зда-
ния. Стыки колонн выполнены только частично, сварено
только 50 % стальных накладок.
Осмотр разрушенных конструкций показал, что в це-
лом ряде случаев сварка стыкав ригелей не была выпол-
нена. Заполнение раствором стыков ригелей с колонна-
ми произведено в основном только до 3-го этажа. По
записи в журнале сварочных работ узлы сопряжения
плит были сварены. Однако при осмотре было обнару-
жено много узлов с несваренными стыками. Замоноли-
чивание стыков плит не производилось. К кладке стен
здания выше перекрытия над подвалом не приступали.
— 11 —
Обрушение каркаса произошло в продольном направ-
лении; каркас после обрушения представлял собой гру-
ду развалин, В результате обрушения каркаса стены под-
вала оказались частично разрушенными; колонны были
сорваны с фундаментов; анкерные болты срезаны в ос-
новном в уровне верха подливки под опорные плиты
колонн.
Фундаменты колонн не имели существенных повреж-
дений, заметны лишь незначительные сколы бетона баш-
маков.
Проверка проекта показала, что в поперечном на-
правлении жесткость и прочность здания должны обес-
печиваться поперечными рамами. Поверочный расчет
рам выявил достаточную их прочность как в узлах, так
и в линейных элементах при полном замоноличивании
узлов сопряжения колонн и ригелей до укладки плит
междуэтажных перекрытий, что соответствует принятой
статической расчетной схеме поперечной рамы.
В действительности плиты перекрытий укладывались
до замоноличивания узлов рамы, и ригели работали на
нагрузку от собственного веса плит как свободно лежа-
щие балки. В этом случае расчетная схема поперечной
рамы изменяется, в связи с чем возникают растягиваю-
щие усилия в нижней плоскости ригеля на опорах, что
в расчете и в проекте конструкций не нашло отражения.
В этих условиях у концов ригелей со1 стороны воздейст-
вия ветра (с наветренной стороны) образуются шар-
ниры.
Поверочный расчет узлов по измененной схеме рамы
показал, что и в этом случае прочность поперечных рам
достаточна. По проекту прочность и устойчивость карка-
са здания вследствие отсутствия продольных ригелей
поставлена в зависимость от жесткости узлов сопряже-
ний плит с ригелями и способности ригелей воспри-
нять крутящий момент от плит и передать его на ко-
лонны.
Как показал поверочный расчет, конструкция плит
перекрытий и их соединения между собой через сталь-
ные накладки по углам не обеспечивают достаточной
прочности узлов сопряжений. Моменты, возникающие в
этих местах под действием ветровой нагрузки (при от-
сутствии полезной) в наиболее слабом сечении (в зоне
плит за пределами закладных деталей), должны быть
восприняты двумя стержнями арматуры плит, имеющи-
ми диаметр 8 мм, и частично арматурой сеток.
— 12 —
Поверочный расчет замоноличенных узлов показал,
что арматура плит может воспринять не более 50 % рас-
четного момента и, следовательно, при расчетной ветро-
вой нагрузке плиты должны разрушиться. В случае за-
гружения перекрытий расчетной полезной нагрузкой в
верхней зоне плит у опор усилия возрастут примерно в
3 раза. Таким образом, при воздействии на здание гори-
зонтальных сил от ветра узлы сопряжения плит, не яв-
ляясь достаточно прочными, не могут воспринять мо-
мент, создаваемый давлением ветра, поэтому принятая в
проекте расчетная схема каркаса здания в продольном
направлении не удовлетворяет требованиям прочности и
устойчивости. Вместе с тем расчеты показали, что кир-
пичные стены здания могут воспринять продольную вет-
ровую нагрузку, хотя это в проекте и не предусматрива-
лось. В этом случае устойчивость здания определялась
бы конструктивными связями между стенами и пере-
крытиями.
Проектом предусмотрена укладка арматурных сеток
из стержней диаметром 6 мм у колонн в плоскости пе-
рекрытий с заделкой их в кладку и устройством по ним
бетонного слоя толщиной 50 мм. Эта заделка по прочно-
сти достаточна для передачи горизонтальных сил от вет-
ра на стены.
Из изложенного следует, что связь каркаса со сте-
нами могла быть достаточной для передачи горизон-
тальных сил в продольном направлении при условии
сохранности этих связей в период осадки колонн и
стен.
Проверкой проекта каркаса здания установлено, что
в процессе монтажа устойчивость каркаса в поперечном
направлении была бы обеспечена при условии полной
сварки и заделки бетоном узлов рам с отставанием не
более чем на один этаж. В продольном направлении ус-
тойчивость каркаса зависела от устойчивости колонн и
прочности узлов соединений плит между собой и с риге-
лями.
Поверочный расчет показал, что даже при полной
заделке всех узлов каркас мог бы воспринять ветровую
нагрузку не более 100 Н/м2.
В связи с тем что плиты были уложены насухо, они
не могли воспринять крутящих моментов ригеля, и про-
дольная жесткость системы монтируемых конструкций
зависела в действительности только от продольной ус-
тойчивости колонн.
- 13 —
В этом случае все колонны в продольном направле-
нии были между собой связаны шарнирно и работали
как стержни высотой 41,4 м, заделанные в фундамент.
Таким образом, система колонн с перекрытиями находи-
лась в состоянии неустойчивого равновесия, при котором
достаточно было приложить незначительную горизон-
тальную силу, чтобы вся система вышла из равновесия
и разрушилась.
Проверка качества материалов конструкций каркаса
и изделий показала следующее. Колонны нижних эта-
жей по проекту должны быть выполнены из бетона мар-
ки М 400, средних этажей — М 300 и верхних — М 200.
Согласно предъявленным документам, при изготовлений
бетона использован портландцемент повышенных и вы-
соких марок, а также быстротвердеющий портландце-
мент. Результаты заводских испытаний показывают, что,
как правило, бетон удовлетворял требованиям прочности
как сразу же после пропарки, так и через 28 дн.
Из 201 колонны сниженные прочности показала 21
колонна. Это понижение прочности по сравнению с тре-
буемой для бетона заданной марки не превышало 10—
15 %. Прочность бетона ригелей через 28 дн. соответст-
вовала проектной. Таким образом, по данным заводских
испытаний, прочность бетона ригелей и колонн полно-
стью соответствует проектной. Проектная марка бетона
плит перекрытия — М 200.
При испытании кубиков сразу после пропарки лишь
10 % плит дали результаты несколько ниже 70 % преду-
смотренной прочности для бетона данной марки. Через
28 дн., как правило, все образцы имели прочность выше
нормированной. Качество бетона по данным заводских
испытаний отвечает проектным маркам. Испытание ку-
биков бетона, выпиленных из разрушившихся или не-
смонтированных конструкций, показывает, что прочность
бетона меньше проектной на 20—23 %.
Для изготовления колонн, ригелей и плит применя-
лась сталь марок СтЗ, Ст5, 25Г2С и 35ГС. Приведенные
в заводских сертификатах характеристики сталей отве-
чают требованиям соответствующих ГОСТов и ТУ.
Испытанные контрольные образцы арматуры, вырезан-
ные из разрушенных колонн ригелей после аварии, так-
же подтвердили удовлетворительные механические ха-
рактеристики стали. Химический анализ стали испытан-
ных образцов показал соответствие содержания основ-
ных химических элементов требованиям стандартов.
— 14 —
Проверка структуры стали подтвердила ее удовлетвори-
тельное качество. Применявшаяся сталь относится к
группе марок хорошо свариваемой стали. Стыки выпол-
нялись с помощью контактной, стыковой и точечной
сварки. Контроль качества сварки был организован над-
лежащим образом, а результаты контрольных испыта-
ний во всех случаях были удовлетворительными. При
изготовлении закладных деталей применялась ручная
дуговая сварка.
Обследование 71 закладной детали колонн и ригелей
в разрушенных конструкциях показало, что 87 % дета-
лей не разрушились, хотя некоторые детали сильно де-
формированы. По сечению арматуры в зоне термическо-
го влияния от сварки разрушились 13 % деталей, и толь-
ко два стержня выдернуто со срезом швов. В целом
качество сварки закладных деталей удовлетворитель-
ное.
Особо обстояло дело с заделкой закладных деталей
плит перекрытий. Проектом предусматривалось соедине-
ние между собой плит, укладываемых в перекрытиях,
путем сварки закладных деталей. Эти детали были вы-
полнены из обрезков угловой стали с приваренными к
ним анкерами из арматурной стали. Установлено, что
разрушение детали начинается при усилии около 7500 Н,
что приблизительно в 3 раза меньше расчетного усилия,
и является следствием того, что анкеровка закладных
деталей не соответствовала проекту.
Испытание контрольных кубиков раствора, применя-
емого для замоноличивания стыков, в возрасте 28 дн.
почти во всех случаях показало (по данным лаборато-
рии) прочность выше проектной марки 400. При осмотре
стыков разрушенных колонн и ригелей были обнаруже-
ны сравнительно небольшие участки несколько пористо-
го раствора. По внешнему осмотру в этих местах марка
раствора оценивается не менее 300. В целом качество
раствора в стыках колонн и ригелей может быть оцене-
но как удовлетворяющее требованиям проекта.
Сварку монтажных узлов производили дипломиро-
ванные сварщики электродами типа 3-43 марок МР-1 и
МР-3. Качество сварки контролировали путем внешнего
осмотра швов и наблюдения в проекте работы. Осмотр
разрушенных конструкций каркаса показал, что сварка
стыков колонн и приварка низа колонн к плитам была
произведена удовлетворительно. На подавляющем боль-
шинстве колонн имеются клейма сварщиков. Не на-
— 15 —
блюдалось случаев, чтобы полностью заваренный стык
разрушился при падении. Полностью законченные стыки
колонн сохранились, а колонны выше закладных частей
в ряде случаев срезались. Вместе с тем имелось значи-
тельное число стыков колонн с частично или полностью
непоставленными или неприваренными стыковыми на-
кладками.
Осмотр разрушенных узлов соединений ригелей с ко-
лоннами показал, что сварка узлов нередко полностью
не была закончена, так как в большинстве случаев ниж-
ние закладные части ригелей не были приварены к опор-
ным плитам колонн. Имелись случаи приварки этой
закладной части в отступление от проекта через круглый
стержень. Верхние закладные детали (рыбки) также не
резде были приварены или были частично прихвачены.
При осмотре мест приварки соединительных стержней к
закладным частям плит можно установить, что качество
швов, которыми стержни были приварены к уголкам,
удовлетворительное; уголков, оторванных от стержней,
йе было обнаружено.
Среди обрушившихся конструкций имелись плиты,
на закладных уголках которых не было следов сварных
швов, следовательно, не все плиты были между собой
сварены. Подавляющее большинство закладных уголков
было оторвано от заделанных в плиты анкеров, к кото-
рым уголки были приварены. Имелись случаи, когда
приварка уголка к закладному анкеру была недоброка-
чественной. Часть уголков была оторвана от плит вместе
с приваренными арматурными стержнями.
Акт освидетельствования оснований перед сооруже-
нием фундаментов подтверждает данные инженерно-гео-
логических изысканий о том, что на проектной отметке
залегал моренный суглинок. При выемке котлована уро-
вень грунтовых вод не был достигнут. Контрольные
скважины с отбором образцов грунта, заложенные после
аварии, а также данные расчистки откосов у торцов зда-
ния подтверждают, что фундаменты здания основаны на
слое моренных суглинков, обладающих высокими проч-
ностными характеристиками. Результаты бурения под-
тверждают чередование грунтовых напластований, а
также в основном их достаточную толщину. Прочность
фундаментных лент, исходя из поверочного расчета, да-
же при полной проектной нагрузке сомнений не вызыва-
ет. Количество арматуры, уложенной в фундаментные
ленты, превышает необходимое по расчету. По визу-
— 16 —
альной оценке прочность бетона в фундаментах соответ-
ствует проектной.
Рассмотрением всех материалов установлено, что не-
посредственной причиной, вызвавшей обрушение карка-
са здания, явилась потеря устойчивости каркаса в про-
дольном направлении под действием нагрузки от соб-
ственного веса (составлявшей около 25 % расчетной
нагрузки) в сочетании с незначительной горизонтальной
силой, которая могла случайно возникнуть в ходе строи-
тельно-монтажных работ. Поскольку к моменту обруше-
ния узлы перекрытий не были замоноличены, каркас
здания находился в состоянии предельного, неустойчиво-
го равновесия. При полностью незамоноличенных сты-
ках перекрытия устойчивость каркасов могла быть обес-
печена постановкой временных вертикальных связей или
возведением кирпичных наружных стен одновременно с
монтажом каркаса, что не было сделано.
Аварийное состояние каркаса создавалось в резуль-
тате неблагоприятного сочетания следующих обстоя-
тельств: недостаточной устойчивости запроектированного
каркаса вследствие малой прочности плит перекрытий
при работе каркаса в продольном направлении и отсут-
ствия на рабочих чертежах указаний по производству
работ; неполного закрепления всех конструкций преды-
дущего этажа до сборки конструкций следующего эта-
жа; недостаточного технического и авторского надзора.
Кроме того, аварийному состоянию каркаса способ-
ствовали следующие факторы: отсутствие общего проек-
та организации и производства работ (был только про-
ект организации монтажа каркаса); несоответствие по-
следовательности выполнения работ, предусмотренных
директивным графиком, строительным рабочим черте-
жам и проекту организации и производства монтажа; от-
ступление от проекта на заводе при изготовлении плит
перекрытий (в части анкеровки закладной детали).
Установлено, что конструкция каркаса была смонти-
рована на значительной части здания на высоту 10 эта-
жей без надлежащей сварки и заделки раствором всех
стыков и сопряжений элементов и без кладки стен,
вследствие чего не обеспечивалась устойчивость каркаса
в продольном направлении.
Устойчивость каркаса в продольном направлении
могла быть обеспечена при условии: замоноличивания
всех швов между торцами ребристых настилов и боковой
поверхностью ригелей; наличия приваренных стержней
2—843
- 17 —
по верху настилов и полной заделки стыков ригелей с
колоннами и стыков колонн, а также заделки закладных
деталей и элементов, предусмотренных проектом.
Так как указанные сопряжения не были замоноличе-
ны, стыки полностью не были сварены, а соединительные
стержни приварены только к небольшой части плит, то
общая продольная жесткость каркаса в процессе его
монтажа не была обеспечена, и колонны на всю их высоту
практически не были раскреплены в продольном направ-
лении. Неразвязанные и нераскрепленные колонны вы-
сотой в 10 этажей (43 м)' при размере сечения в про-
дольном направлении 0,4 и 0,65 м не могли обеспечить
устойчивости каркаса в продольном направлении. Обес-
печить устойчивость каркаса при монтаже можно было
при условии выполнения всех работ по сварке и замоно-
личиванию сопряжений до монтажа следующих ярусов.
Наилучшим методом организации строительства, с точ-
ки зрения обеспечения продольной жесткости каркаса,
являлась бы попутная кладка стен с некоторым отстава-
нием от монтажа сборных конструкций или установка
вертикальных связей в продольном направлении.
Изучение обстоятельств и технических данных, свя-
занных с обрушением сборных конструкций, позволило
сделать выводы о необходимости проведения ряда орга-
низационных и технических мероприятий, направленных
на повышение качества изготовления, монтажа, капи-
тальности и надежности сборных железобетонных кон-
струкций.
Проверкой деталей железобетонного каркаса уста-
новлено наличие железобетонных изделий низкого каче-
ства, вызванного снижением требований к инертным, це-
менту и арматуре, а также несоблюдением допусков и
слабым контролем.
В связи с этим был рассмотрен вопрос о повышении
качества изготовления железобетонных изделий за счет
повышения качества инертных, внедрения высокопроч-
ных и быстротвердеющих цементов и высокопрочной
проволоки, повышения коррозионной стойкости армату-
ры, усиления контроля и осуществления других меро-
приятий, направленных на повышение капитальности
конструкций из сборного железобетона.
При проверке причин аварии было установлено, что
завод, изготовлявший сборные железобетонные изделия,
самовольно изменил типовой чертеж железобетонных
плит в части крепления закладных уголков, что, как по-
— 18 —
казала проверка, снизило прочность соединения плит
между собой в 3 раза. Известны и другие отступления
от требований проектов, допускаемые заводами железо-
бетонных изделий. Поэтому были приняты меры по уси-
лению контроля за работой заводов с тем, чтобы не до-
пускать внесения изменений в типовые чертежи изделий
без согласования с авторами проектов.
Изучение материалов обрушения каркасов показыва-
ет, что производство работ и технический надзор за
строительством осуществлялись лицами, не имеющими
необходимой теоретической подготовки. По этому воп-
росу были приняты также соответствующие меры.
Госстрой СССР с 1 января 1962 г. ввел в действие
технические условия на изготовление и приемку сборных
железобетонных изделий и указания по монтажу и при-
емке сборных железобетонных конструкций, в которых,
в частности, содержались следующие положения:
о допускаемых отклонениях в размерах изготовлен-
ных и смонтированных конструкций;
об обязательных требованиях к качеству сварки и о
контроле качества сварки закладных частей и приварки
арматуры к закладным частям. Выполнение этих работ
должно оформляться актами приемки аналогично при-
емке сварных стальных конструкций. Сертификат на
сборные железобетонные конструкции должен содер-
жать подтверждение приемки сварки арматуры и за-
кладных частей;
о запрещении монтажа сборных железобетонных кон-
струкций при отсутствии совмещенного проекта производ-
ства работ по строительству сооружений из сборного
железобетона. Проект производства работ должен иметь
раздел о способах закрепления смонтированных конст-
рукций во все периоды строительства;
об обязательном введении на заводах сборных желе-
зобетонных конструкций такой маркировки однотипных
элементов, которая позволяла бы во всех случаях уста-
навливать, каким сертификатом подтверждено качество
каждого поставленного монтажного элемента.
В современных условиях инженерные проблемы со-
здания сборных железобетонных каркасов значительно
усложнились. Вместе с тем часто бывает, что проекти-
рование сборных железобетонных конструкций выполня-
ется неспециализированными организациями, выпуска-
ющими проекты низкого качества. Поэтому было уста-
новлено, что проекты зданий и сооружений из сборного
2*
— 19 —
железобетона должны выполняться специализированны-
ми проектными организациями, а наиболее сложные в
инженерном отношении конструкции должны проектиро-
ваться непосредственно головными проектными институ-
тами или под их наблюдением.
КРУПНОПАНЕЛЬНЫЕ ЗДАНИЯ
В 1968 г. в Лондоне вследствие взрыва газа произо-
шло частичное обрушение 24-этажного крупнопанельного
здания с поперечными несущими стенами. Здание соору-
жено из панелей двух видов: железобетонных панелей
перекрытий и неармированных несущих стеновых пане-
лей. Взрывом газа на 18-м этаже были выбиты несущие
угловые, несущие фасадные стеновые панели, служив-
шие опорой для конструкций вышележащих этажей.
Ввиду отсутствия неразрезности панелей и возмож-
ности перераспределения нагрузок угловые конструкции
вышележащих этажей упали на 18-й этаж и вызвали его
разрушение. Этот процесс в течение нескольких секунд
распространился с этажа на этаж по всей высоте зда-
ния вплоть до его основания (рис. 4)'. Местное разруше-
ние, последовательно распространяющееся таким путем
на неповрежденные ранее конструкции, может быть на-
звано «прогрессирующим разрушением» (рис. 5 и 6)'.
Подъемный стержень не обеспечивал неразрезности
вертикальных конструкций, замоноличивания стыков в
уплотняющий слой жесткого раствора, служил только
для выравнивания верхней стеновой панели при ее мон-
таже.
Горизонтальные полосовые связи, которые были при-
менены для анкеровки панелей перекрытия в стеновых
панелях, не обладали требуемым сопротивлением гори-
зонтальным сдвигающим усилиям, так как при строитель-
ных допусках полоса не была плотно закреплена болтом.
Кроме того, конструкцией не предусмотрена укладка
раствора на твердое основание, поэтому его не могли хо-
рошо уплотнить. Таким образом, не было достаточной
уверенности в том, что опорная поверхность стен и мощ-
ность их анкеров окажутся достаточными для предот-
вращения горизонтальных смещений в местах, где сле-
довало бы иметь более надежную гарантию, чем только
одни силы трения.
В докладе о разрушении здания вероятность взрыва
газа в городских районах оценивается примерно как 8
- 20 -
случаев на 1 млн. жилых
домов в год, из которых
только в 3,5 случаях воз-
можны повреждения несу-
щих конструкций. Вероят-
ность разрушительного
взрыва газа за весь период
эксплуатации здания, рас-
считанного на 60-летний
срок службы, оценена в 2%.
Иными словами, в Англии
одно из 50 таких зданий мо-
жет получить подобные по-
вреждения в течение 60 лет.
Это сравнимо с вероятно-
стью воздействия расчетной
ветровой нагрузки или зем-
летрясения, и игнорировать
такую вероятность при про-
ектировании зданий не сле-
дует. Сила взрыва газа в
этом здании не была ис-
ключительной. Давление,
4. Обрушившаяся часть здания
возникшее при взрыве, зависит от вида газа, его кон-
центрации в газовоздушной смеси, а также от раз-
мера, формы и герметичности помещений. По-ви-
димому, наибольшего изучения требуют вопросы вен-
тиляционных характеристик окон и дверей зда-
ния.
Обычно давления, возникающие при взрывах газа,
создают нагрузки, значительно превосходящие предел
упругой работы материалов. Поэтому единственный эко-
номический способ расчета несущих элементов на дей-
ствие кратковременных перегрузок состоит в том, чтобы
использовать их запас прочности за пределами упруго-
сти, т. е. использовать их вязкость или способность по-
глощать энергию. Если исходить из того, что имеется
достаточно данных о характеристиках ожидаемых пере-
падов давлений и поведении сооружений под воздейст-
вием этих перепадов, то при нормировании могут быть
рассмотрены два варианта решения. Можно потребовать
уменьшения вероятности взрыва газа, например, путем
более строгого контроля за газовыми установками и вен-
тиляцией или полного исключения применения газа в
многоэтажных зданиях, как во Франции; либо устано-
— 21 —
< 105 25 152
5. Горизонтальный стык между плитой перекрытия и торцевой стеной
1 — растворимая в воде эпоксидная краска, нанесенная после распалубки па-
нели; 2 —лента шириной 15 см из бутиловой резины, закрывающая стык
(наклеивается после устройства стыка); 3—паз для неопреновой полосы;
4 — стекловолокно, приклеенное к торцевой стене на месте монтажа; 5 —
стеновая панель; 6 — верхний металлический колпак, забетонированный в
панель; 7 — шайба; 8—гайка; 9 — уплотнение жестким раствором; /(7 — мо-
нолитный бетон; 11—бетонная подготовка пола; 12 — полистиреп 13 мм
(укладывается на месте); 13 — болт диаметром 16 мм (сильно затянут); 14 —
связь из металлической полосы 51+5 мм (две на панель); 15—стекловолокно
(укладывается на месте); 16 — шайба толщиной 3 мм; 17— закладная деталь
в перекрытии (устанавливается при изготовлении панели); 18 — два крученых
стержня прямоугольного сечения 25X25 мм из высокопрочной стали; 19 — от-
крытый шов, отделанный известковым раствором; 20 — полпстнрен толщиной
12 мм (укладывается при изготовлении панели); 21 — подушка из твердого
картона толщиной 3 мм (укладывается под четырьмя концевыми выступами
при изготовлении панели); 22 — подвижный стержень из мягкой стали диа-
метром 22 мм
6. Стык стеновой панели с парапетом
а — горизонтальный шов между стеновой паяелгю и -парапетом; б—план вер-
тикального шва; / — парапетная панель; 2 — арматурные кольцевые выпуски
диаметром 6 мм; 3 — арматурные стержни в шве консольной части; 4—сте-
новая панель; 5—сухой раствор; 6 — монолитный бетон; 7 — четыре кольце-
вых выпуска нз арматуры диаметром 6 мм; 8 — бетонные шпонки; 9 — коль-
цевые выпуски из арматуры диаметром 6 мм; 10 — соединительный стержень?
11 — монолитный бетон; 12—консольная стеновая панель
вить требования, чтобы сооружения рассчитывались на
необычные нагрузки.
В ряде конструкций зданий из сборных железобетон-
ных панелей предусматривается достаточно мощное ар-
мирование как самих панелей, так и их стыков с целью
придания сооружению высокой степени неразрезности.
Это особенно распространено в тех странах, где необхо-
димым требованием к конструкциям является их сейсмо-
!2 —
стойкость. В других странах, не подверженных сейсмиче-
ским воздействиям, предпочитают проектировать здания
в основном как гравитационные сооружения, не обеспе-
чивая неразрезности в стыках и получая при этом допол-
нительную экономию.
В связи с частичным обрушением здания в Лондоне
приемлемость проектирования зданий с учетом только
вертикальных нагрузок ставится под сомнение. Этот
случай показал, что расчет только на обычные нагрузки
может оказаться недостаточным, так как местное по-
вреждение, вызванное аварией или необычной нагруз-
кой, может последовательно распространяться на осталь-
ные части здания. В связи с описываемой аварией в Анг-
лии было внесено изменение в строительные нормы: при
расчете всех зданий свыше 5 этажей (включая подваль-
ный этаж) необходимо учитывать возможность их про-
грессирующего разрушения.
В сущности, эти требования означают, что каждое та-
кое здание должно быть запроектировано с учетом одно-
го из следующих условий:
при удалении любого элемента конструкции, сущест-
венного с точки зрения устойчивости здания, не должно
произойти полного разрушения всего сооружения и лю-
бое местное повреждение или разрушение должно быть
ограничено этажами, расположенными непосредственно
выше и ниже этажа, на котором удален несущий эле-
мент. Для несущих кирпичных стен или стен из бетонных
блоков в качестве несущего элемента можно принять
площадь, равную 2,25 /г2, где h — высота стены или рас-
стояние в свету между поперечными горизонтальными
опорами в зависимости от того, какая из этих величин
будет меньшей;
несущие элементы не должны разрушиться при со-
вместном действии собственного веса конструкций, вре-
менных нагрузок и воздушного давления 34,5 кПа в лю-
бом направлении, а также любых дополнительных на-
грузок, которые могут быть переданы от других частей
сооружения, подверженных действию такого же давле-
ния.
Подобные требования будут, по-видимому, выполне-
ны в случае, если площадь, в пределах которой произо-
шло разрушение несущих конструкций, не превысит
10 м2, или 15 % площади этажа в плане (берется мень-
шая из этих величин).
— 23 —
Эти новые требования в нормах вызвали, много спо-
ров и возражений. Ряд английских инженеров-строите-
лей считали, что указанное изменение строительных
норм принято поспешно без сравнительного анализа
стоимости более безопасных способов монтажа газового
оборудования в жилых домах.
Имелось возражение и относительно принятого рас-
четного перепада давления 34,5 кПа, основанное на опы-
те разрушения описываемого здания, состоящее в том,
что остекление и дверные коробки часто могут быть вы-
биты взрывом до того, как возникает это давление, и
взрыв таким образом будет ослаблен. Вызвала также
сомнение правомерность повышения стоимости строи-
тельства всех зданий, достигающего по некоторым оцен-
кам 15 %, из-за разрушения только одного крупнопа-
нельного дома, стыки которого не были запроектирова-
ны надлежащим образом и, естественно, не рассчитыва-
лись на воздействие взрыва газа.
В процессе дискуссии английские инженеры-строите-
ли отмечали, что многоэтажные каркасы здания, пра-
вильно спроектированные и построенные в соответствии
с английскими строительными нормами, существовавши-
ми до описываемого разрушения, способны выдержать
рассматриваемые повышенные нагрузки. Отмечалось
также, что для таких сооружений достаточно предусмот-
реть узлы соединения всех несущих элементов (включая
панели перекрытий), способные воспринимать действую-
щее в любом направлении горизонтальное усилие, рав-
ное 25 % вертикальной опорной реакции балок и плит,
опирающихся на данный этаж.
Некоторые специалисты считают, что внесенное в
английские строительные нормы изменение является не-
научным и слишком жестким требованием, так как оно
не учитывает новых конструктивных решений, предло-
женных английским обществом инженеров-строителей.
Во Франции начиная с 1966 г. крупнопанельные зда-
ния проектируют в соответствии с Рекомендациями по
крупнопанельному домостроению, разработанными со-
вместно Европейским комитетом по бетону (СЕВ), Меж-
дународным советом по строительству (СИБ) и Евро-
пейским союзом по строительству.
Выпущенные Европейским комитетом по бетону
«Единые международные рекомендации по расчету и
строительству сооружений из сборных элементов боль-
шого размера» регламентируют единую систему правил
— 24 —
проектирования крупнопанельных сооружений в стра-
нах Западной Европы. Согласно этим Рекомендациям,
при проектировании и строительстве здания необходимо
обеспечить такие условия работы конструкции, чтобы
при действии необычных нагрузок здание не развалилось
бы, как карточный домик. Приведенные ниже требова-
ния к связям, содержащиеся в этих Рекомендациях,
представляются слишком мягкими по сравнению с тре-
бованиями английских норм. Так, Рекомендации уста-
навливают, что общее поперечное сечение продольной
арматуры, предусмотренной по всей высоте этажа в
пределах наружной стены, должно быть не менее 2 см2
независимо от класса применяемой арматуры. Эту ар-
матуру следует располагать в несущей части стен. Об-
щая площадь поперечного сечения связующей арматуры,
которая соединяет две противоположные наружные сте-
ны, определяется из расчета на растягивающее усилие,
равное 1 % усилия, действующего непосредственно на
рассматриваемую наружную стену в пределах данного
этажа, но не менее 500 кН на 1 м наружной стены. Вся
эта арматура может быть сосредоточена в поперечных
стенах или распределена в перекрытиях.
Французский инженер Р. Ферахиан отмечает, что
французские инженеры-строители, по-видимому, не
слишком обеспокоены проблемой прогрессирующего раз-
рушения. Оснований для беспокойства действительно
нет, если речь идет о сооружениях с пространственными
рамами либо с железобетонным или стальным карка-
сом. В отношении панельных конструкций они полагают,
что указания, содержащиеся в нормах СЕВ и СИБ,
обеспечивают достаточную механическую анкеровку в
стыках панелей с учетом вероятности взрыва газа в ус-
ловиях Франции. Многие французские инженеры (подоб-
но их английским коллегам) считают, что число взрывов
газа, вызывающих повреждение несущих конструкций
зданий, не столь велико, как об этом говорится в докла-
де относительно разрушения здания в Лондоне.
Другие причины, по которым во Франции не уделя-
ется достаточно внимания проблеме прогрессирующего
разрушения, сводятся к следующему: в зданиях высотой
более 50 м применение газа запрещено (этот закон
вступил в силу после лондонского обрушения)'; фран-
цузские нормы содержат более жесткие требования к
вентиляции в газифицированных зданиях, чем англий-
ские (газовые магистрали во Франции заключены в
— 25 —
хорошо вентилируемые каналы); согласно французским
нормам, предусматривается проверочный расчет соору-
жений на действие как обычных, так и необычных вет-
ровых нагрузок, тем самым обеспечивается проверка
стыков при нагрузках, более близких к разрушающим
для данного сооружения.
В связи с обрушением здания в Лондоне в канадские
строительные нормы было включено специальное требо-
вание о «конструктивной связности» здания или соору-
жения. Это требование устанавливает, что здания и
сооружения должны обладать такой конструктивной
связностью, чтобы вероятность прогрессирующего разру-
шения, вызванного местным разрушением конструкций
от действия исключительно высоких перегрузок или не-
обычных нагрузок, не предусмотренных специально в
данном разделе норм, снизилась до величины, обычной
в инженерной практике.
Давая оценку обычной конструкции с точки зрения
прогрессирующего разрушения, Р. Ферахиан отмечает,
что многие обычные типы конструкций уже обладают
скрытым сопротивлением прогрессирующему разруше-
нию: прочностью, гибкостью и способностью к перерас-
пределению нагрузок. Примерами таких сооружений мо-
гут служить здания с монолитным железобетонным и
неразрезным стальным каркасом и заполнением из па-
нелей. Кроме того, в прошлом инженеры были не так уж
невнимательны к вопросам прогрессирующего разруше-
ния, о чем свидетельствуют общепринятые правила уст-
ройства связей.
Уделяемое в современных строительных нормах осо-
бое внимание такому виду разрушения не должно суще-
ственно влиять на проектирование; просто потребуется,
чтобы инженер постоянно помнил об опасности прогрес-
сирующего разрушения независимо от того, имеет ли он
дело со зданием обычного типа или с сооружением из
сборных элементов.
Если источник опасности известен (например, взрыв
газа), то его можно учесть при проектировании, как это
пытаются сделать, например, в Англии путем введения
расчетного давления. Но можно ли таким путем предот-
вратить прогрессирующее разрушение, вызванное любы-
ми вероятными необычными нагрузками или условиями?
Так как ответ будет отрицательным, то возникает воп-
рос может ли проектировщик в дополнение к определен-
ным необычным нагрузкам, в какой-то мере уже извест-
— 26 —
ным, учесть другие необычные нагрузки и обеспечить
некоторую минимальную гибкость или упругость соору-
женин? Р. Ферахиан отмечает, что более реалистичной
была бы разработка правил, гарантирующих требуемую
пластичность и неразрезность связей между несущими
элементами сооружения, необходимые для обеспечения
их совместной работы. Сами элементы должны обла-
дать пластичностью или гибкостью в случае, когда они
рассчитываются на прогибы, превышающие в несколько
раз прогибы при допускаемых нагрузках. Это требова-
ние легко может быть включено в строительные нормы.
Когда сами элементы рассчитываются с учетом возмож-
ного появления пластических деформаций, их соедине-
ния также должны быть способны передавать растягива-
ющие и сжимающие усилия. Это должно быть отражено
в определенных минимальных требованиях к связям в
сооружениях из сборных элементов. В любом случае
горизонтальные элементы многоэтажных сооружений
должны служить боковой опорой для вертикальных
центрально нагруженных элементов. Теоретически для
этого требуется очень небольшое усилие, например око-
ло 1 % осевой нагрузки. Однако ввиду несовпадения
осей и неточности изготовления конструкций при расче-
те на случай прогрессирующего разрушения рекоменду-
ется принимать более высокие значения этого усилия,
например 3 % осевой нагрузки.
Стыки часто являются самым слабым звеном в круп-
нопанельных сооружениях. Они должны быть соответст-
вующим образом армированы, иметь достаточно прос-
тую конструкцию с хорошо замоноличенными арматур-
ными стержнями, что обеспечит расчетную несущую спо-
собность стыков. Чтобы гарантировать требуемое усилие
в связях, может потребоваться устройство петель с ме-
ханическими анкерами или сварных соединений. По-ви-
димому, неразрезность стеновых панелей в вертикальном
направлении можно обеспечить без существенного удо-
рожания, используя для этого подвижные стержни и ус-
тановочные гайки (рис. 7).
Переходя к выводам, Р. Ферахиан отмечает, что но-
вые виды конструкций, которые по скрытым резервам
прочности и жесткости могут значительно отличаться от
существующих, подлежат более тщательному критичес-
кому изучению. Следует оценить возможные воздействия
необычных нагрузок, которые могут возникать с опреде-
ленной закономерностью, а также возможное распрост-
— 27 —
A
7. Узел соединения стены
которого обеспечена
6 — подвижной стержень; 7 — установочная
гайка
с перекрытием, неразрезность
подвижными стержнями
/ — монолитный бетон; 2 —сборные железобетонные па-
нели; £ —раствор; 4 — стальная пластина; 5 — плита пе-
рекрытия; "
8. Модели
1 — консольная стеновая модель; 2—парапетная стеновая панель; 3 — фун-
даментный блок; 4 — заанкерная тыловая панель; 5 — заанкерная стеновая
панель; 6 — фундаментный блок; 7 — заанкерная часть конструкции; 8 — ос-
новной вертикальный шов; 9 ~ горизонтальный шов; 10 — тыловая панель;
11 — консольная часть конструкции
28 —
ранение местного разрушения или дефекта. Стоимость
сооружения, запроектированного с учетом необычных
нагрузок или условий, следует сопоставлять с экономи-
ей, полученной в результате уменьшения вероятности
или полного исключения данных условий.
В последние годы проводятся широкие исследователь-
ские работы по изучению конструкций крупнопанельных
многоэтажных зданий. После частичного ' разрушения
жилого здания в Лондоне большое внимание обращает-
ся на разработку и совершенствование методов расчета,
чтобы свести к минимуму опасность прогрессирующего
разрушения крупнопанельных зданий.
В Англии выпущено несколько нормативных докумен-
тов, чтобы помочь проектировщикам обеспечить необхо-
димую прочность крупнопанельных зданий и избежать
опасности разрушения. Основным документом было до-
полнение к действующим в Англии строительным нор-
мам и правилам (СР 116). Все опубликованные нормы и
правила по этому вопросу составлены в соответствии с
принципами, заложенными в Рекомендациях Европей-
ского комитета по строительным конструкциям 1967 г.
Эти принципы коротко сводятся к следующему: здание
должно иметь правильную форму в плане; необходимо
предусматривать в конструкции зданий непрерывность
связей и стальных соединений между отдельными эле-
ментами конструкции.
Что касается формы плана, то смысл этих требова-
ний, представленных в дополнении к нормам, сводится
к созданию такой конструкции плана здания, при кото-
рой в случае разрушения какого-нибудь отдельного уча-
стка нагрузки, действующие на него, перераспределялись
бы на другие элементы здания. Смысл требований допол-
нения, касающихся непрерывности связей и соединений,
в том, что они относятся к распределению и количеству
арматурной стали в швах между панелями. Нужно стре-
миться к такому решению конструкции здания, при ко-
тором обеспечивается последовательная передача нагру-
зок на другие элементы конструкции в случае неожи-
данного выхода из строя какого-либо участка зда-
ния.
Испытания конструкций крупнопанельных зданий,
которые описываются ниже, преследовали две цели: ис-
следовать влияние новых требований, изложенных в
дополнении, на повышение надежности конструкций из
сборных железобетонных панелей, находящихся под на-
— 29 —
грузкой, и исследовать поведение стыков между панеля-
ми при групповой работе панелей.
Для проведения испытаний были выбраны модели
участка торцевой стены в обычной конструкции крупно-
панельного здания с несущими взаимно пересекающими-
ся стенами. Панели конструкции были выполнены из
железобетона в масштабе 1 : 2 и приняты трех типов.
Модель I (рис. 8) имитирует случай, когда одна па-
нель повисла в воздухе как консоль. Консольная панель
может быть соединена с соседней панелью либо посред-
ством установки дополнительной арматуры в горизон-
тальном шве, либо с помощью арматуры кольцевых вы-
пусков и штыревого стержня в вертикальном шве, либо
с помощью обоих видов.
Модель II представляет собой двойную консольную
панель с двумя стеновыми панелями, расположенными
параллельно и связанными
перекрытий для обеспечения
горизонтальных нагрузок. К
панелями междуэтажных
устойчивости от действия
горизонтальным панелям
перекрытий нагрузка не прилагалась, так как модели
предназначались исключительно для испытания кон-
сольных стеновых панелей. Было испытано три образца
модели этого типа. В первом образце в основном верти-
кальном шве отсутствовали кольцевые арматурные вы-
пуски, и швы между стеновыми и междуэтажными пане-
лями располагались вразбежку. На втором образце в
основном вертикальном шве было три кольцевых выпу-
ска из арматурной стали диаметром 6 мм, а горизонталь-
ные швы устроены вразбежку. В третьем образце отсут-
ствовали выпуски в вертикальном шве, и швы, как
горизонтальные, так и вертикальные, располагались по
прямой линии. Во всех образцах в горизонтальном шве
предусматривалась дополнительная арматура, как это
требовалось дополнениями к английским нормам.
Модель III — это трехэтажная объемная конструкция
с соединением вертикальных панелей с панелями пере-
крытий для обеспечения горизонтальной жесткости.
В этой модели была испытана только одна разновид-
ность, дополнительные арматурные стержни были преду-
смотрены в трех горизонтальных швах, как эго требу-
ется дополнениями. К плитам перекрытий нагрузка не
прикладывалась.
Панели всех моделей были изготовлены в стальных
формах и армировались вертикальной и горизонтальной
арматурой (сетками) с процентом армирования 0,1 в
— 30 —
каждом направлении. Вертикальные стыки и нижние
горизонтальные швы замоноличивались на месте.
Остальные горизонтальные швы уплотнялись сухим
составом. Нагрузку к моделям прикладывали с помощью
гидродомкратов, реакция от развиваемых усилий пере-
давалась на междуэтажное перекрытие лаборатории.
В результате проведения стандартных испытаний ма-
териалов, используемых в моделях, были получены сле-
дующие средние показатели сопротивления материалов
в стандартном возрасте: бетон панелей — 24 МПа; замо-
ноличенный бетон в стыках — 45 МПа; состав для швов,
уложенный насухо, — 45 МПа; предел текучести арма-
турной стали диаметром 6 мм — 290 МПа.
Результаты испытаний модели показывают, что в
этом случае существует относительно простая зависи-
мость между разрушающей нагрузкой и количеством ар-
матуры в шве между панелями. Такой вывод подтверж-
дается тем фактом, что основной причиной разрушений
для всех опытов с этой конструкцией явились напряже-
ния при изгибе с достижением арматурной стали в шве
напряжения, равного пределу текучести на растяжение
и без разрушения бетона, заполняющего шов в процессе
его сжатия. Выявлено, что в результате простого расче-
та на изгиб можно с достаточной точностью определить
величину разрушающей нагрузки для такого вида кон-
струкции. В этом расчете необходимо учитывать прежде
всего изгибающие моменты относительно нижней точки
поворота консоли с плечом от верхнего до нижнего яруса
арматуры, а также иметь в виду, что вся арматура в се-
чении вертикального шва достигает предела текучести в
момент, когда на конструкцию действует разрушающая
нагрузка.
Но в одном случае фактические усилия не были ни-
же, чем определенные расчетом. Разница между факти-
ческими и расчетными значениями разрушающих нагру-
зок тем больше, чем меньше процент армирования, так
как в этом случае сила сцепления между бетоном замо-
ноличенных стыков и панелей составляет большую часть
полного сопротивления материала стыка.
В результате испытания модели I установлено, что
проектировщик может без больших затруднений рассчи-
тать требуемое количество арматуры в вертикальном
шве на определенную нагрузку для случая, если в зда-
нии в результате аварии произойдет перераспределение
нагрузок и появится данная расчетная схема. При рас-
— 31 —
чете на эти нагрузки можно добиться возможности пла-
стической деформации материала несущей конструкции
Посредством правильного распределения арматуры в
шве.
Испытания модели II показали, что основной причи-
ной разрушения материала для трех проведенных опы-
тов был чистый изгиб.
Изучение поведения модели III показало, что в том
случае, когда две соседние панели повисают в воздухе в
результате разрушения нижней несущей конструкции,
то при такой консольной конструкции трудно обеспечить
перераспределение внешних сил, действующих на нее. По-
лученные результаты при испытании модели III показа-
ли, что эта конструкция много прочнее, чем все три одно-
ярусные конструкции с одиночной консольной панелью,
а характер разрушения ее также отличается от характе-
ра разрушения одноярусной конструкции. Модель III
предопределяет два основных возможных вида разруше-
ний при ее работе — это чистый изгиб или срез с разру-
шением по вертикальному шву. Последний вид разру-
шения и произошел в процессе испытания этой модели.
Результаты анализа испытаний всех моделей говорят
о том, что работа и характер сопротивления материала
шва между панелями зависят во многом от числа и рас-
положения панелей, которые повисли в воздухе после
аварии, т. е. превратились в консоль. Авторы также от-
мечают, что в более сложных объемных конструкциях
из панелей заранее оценить вид разрушений очень слож-
но, но приведенная информация поможет при разработ-
ке методики расчета других конструкций и узлов панель-
ных зданий.
Авторы приходят к выводу, что устойчивость конст-
рукций здания, которое разрушено в результате воздей-
ствия случайных нагрузок, зависит от трех факторов.
Это, во-первых, прочность материала и взаимное рас-
положение конструктивных элементов и их несущая спо-
собность; во-вторых, характер и величина усилий, кото-
рые должна воспринять конструкция в результате воз-
действия основных и дополнительных нагрузок, и, в-тре-
тьих, потенциальная энергия самой конструкции (при
местном нарушении ее прочности и устойчивости).
Результаты опытов показывают, что пока неясно, как
проектировать здание, чтобы можно было в случае не-
обходимости погасить потенциальную энергию, так как
неизвестны возможные размеры и виды случайных мест-
— 32 —
ных разрушений конструкции. Поэтому то, что новыми
нормативными требованиями предусматривается уста-
новка дополнительной арматуры в большинстве стыков
и швов, вовсе не означает, что в конструкции здания
обеспечивается надежное перераспределение нагрузки
для любого вида его местного разрушения.
Авторы отмечают, что разрушение здания в Лондоне
не распространялось по горизонтали, поэтому не произо-
шло полного его разрушения (хотя могло произойти).
Распространению разрушения по горизонтали могли
препятствовать относительно слабые вертикальные швы
между соседними секциями здания. С другой стороны,
для ограничения распространения разрушения по верти-
кали необходимо предусматривать довольно мощные
горизонтальные барьеры.
Как и в других строительных системах, где участвует
большое число однотипных элементов, элементы в круп-
нопанельном домостроении работают в сооружении
группами, и это нужно учитывать в будущем при разра-
ботке методики расчета таких конструкций зданий.
При рассмотрении поведения конструкции всего зда-
ния нужно учитывать характеристики граничных усло-
вий (стыков) между этими группами элементов.
Дальнейшие исследования по устойчивости конструк-
ций крупнопанельных зданий будут осуществляться в
Англии в соответствии с этими принципами.
В 1972 г. произошло обрушение части крупнопа-
нельного здания школы. Здание состоит из трех корпу-
сов— корпуса А высотой 4 этажа с размером в плане
16,8X12 м и корпусов Б и В высотой 2 этажа с разме-
ром в плане соответственно 26,8X12,8 и 80X12 м (рис.
9).
Несущими конструкциями корпуса А являются по-
перечные стены толщиной 15 см и ригели, расположен-
ные в основном через 7,2 м, за исключением средней ча-
сти между осями 10—17, где они расположены через 3,2
и 6,8 м. На несущие стены через ригели опираются мно-
гопустотные панели перекрытий. Опирание панелей на
ригели осуществляется в виде платформенного стыка.
В соответствии с проектом торцы многопустотных пане-
лей на участках опирания должны заполняться бетоном
марки М 300.
Поперечные стены опираются на фундаментные па-
нели с проемами для прохода по техническому под-
полью. Фундаментные параметры опираются на сборные
3—843
— 33 —
300
ф
7200
150
700
Л
g g Панель
"к '? тип т.
J
150
-у -речная панель
маркизоо
5
К
7200 [32000200
150
КорпусА
'''•Панель
~тип /у
Несущая
поперечная
панель
,150
' -Панель
тип i
’ Ланель
\типц II
76800
, 6800
7200
Наружные стеновые
панели
Несущая
панель
Я 600*150
6000	6000

32000206
Многопустотная
панель перекрытия
10. План 2-го этажа корпусов 4 и Б
Корпус В
9. Схема школы
Д — четырехэтажный кор-
пус; 6 и В — двухэтажные
корпуса (обрушившаяся
часть заштрихована)
ленточные фундаменты из сборных железобетонных бло-
ков-подушек (рис. 10).
Несущими конструкциями в осях 1—9 и 20—26 слу-
жат железобетонные колонны высотой в 2 этажа и бал-
ки пролетом 12 м, по которым уложены многопустотные
панели покрытий.
Наружные продольные стены самонесущие, из круп-
ных однослойных панелей толщиной 30 см, выполненных
из ячеистых бетонов при двухрядной разрезке (рис. 11).
Торцевые стены (также крупнопанельные) являются
несущими и выполнены двухслойными с внутренним сло-
ем из тяжелого бетона марки М 200 и наружным из
ячеистого бетона. Разрезка панелей торцевых стен так-
же двухрядная.
Конструктивной особенностью внутренних попереч-
ных несущих стен корпуса А является ослабление их с
одной стороны большим проемом шириной 3,7 м с остав-
лением около стены по оси Л сильно нагруженной узкой
панели размером 64X15 см, опирающейся на стык па-
нелей перекрытий с заделанными пустотами. Эти стены
запроектированы из крупных панелей высотой 2,54 м и
толщиной 15 см, две из которых длиной 4,94 (тип I) и
длиной 2,67 м (тип II) составляют первый ряд глухого
участка поперечной стены, примыкающего к продольной
по оси Н. Торец этого участка поперечной степы со сто-
роны коридора закрыт перпендикулярно установленной
к ней короткой панелью шириной 70 см. Третьи панели
(тип III) поперечных стен, примыкающие к продольной
оси Л, имеют ширину 64 см и на 6 см входят в верти-
кальные стыки наружных стен. Вторым рядом внутрен-
них поперечных стен является ригель высотой 49 см и
толщиной 16 см, который имеет длину 12,1 м и перекры-
вает панели и проем между ними по всей ширине корпу-
са А. Толщина концов ригелей на длине 11 см уменьше-
на на 4 см для заведения их в вертикальные стыки на-
ружных стен. Такое же уменьшение толщины с одной
стороны имеют панели, примыкающие к стыкам панелей
наружных стен.
Поперечная жесткость корпуса А обеспечивается
поперечными стенами в сочетании с ригелями и опира-
ющимися на них перекрытиями. Продольная жесткость
по проекту обеспечивается продольными стенами двух
лестничных клеток и санузлов, расположенных вдоль
корпуса между поперечными осями 10—12 и 14—17, а
также наружными продольными стенами по осям Л и Н
3*	- 35 —
11. Корпус А
а — передний фасад; б — боковой фасад; / — фундаментные панели; 2 — цо-
кольные панели; 3—наружные стеновые панели; 4 — многопустотные железо-
бетонные панели; 5 — несущая панель типа III; 6 — продольная панель типа
IV; 7—несущая стеновая панель типа II; 8 — несущая стеновая панель типа
I; 9 — ригель
благодаря заводке в них на 50 мм поперечных стен и
соединения наружных стен с перекрытиями.
Шурфование около фундамента внутренней стены по
оси 3 между осями Л и Н, произведенное после обруше-
ния, показало, что грунтами основания являются корич-
невато-бурые суглинки, находящиеся на отметке зало-
— 36 —
гкения фундаментов в мерзлом состоянии и обладавшие
в связи с этим повышенной прочностью и сцеплением
(смерзанием) с боковыми поверхностями фундаментов
в момент аварии.
Строительство здания школы, начатое в 1971 г., осу-
ществлялось по типовому проекту. Строительство «нуле-
вого» цикла здания было закончено к концу декабря
1971 г., причем перекрытие над техническим подпольем
монтировалось в третью декаду декабря в зимних усло-
виях при температуре —10 °C. Первый и второй этажи
монтировались в январе 1972 г. при устойчивых моро-
зах, доходивших в отдельные дни до —28 °C. Третий и
четвертый этажи монтировались в феврале 1972 г. при
отрицательной температуре, постепенно повышающейся
к концу месяца. В марте 1972 г. на строительстве выпол-
нялись в основном внутренние работы по замоноличива-
нию стыков верхних этажей и подготовке к усилению по
указанию авторского надзора опорных узлов панелей
поперечных стен в первом этаже.
После наступившего во второй декаде марта 1972 г.
длительного весеннего потепления, при котором темпе-
ратура воздуха стала положительной, 14 марта в пол-
день произошло внезапное обрушение части 4-этажного
корпуса здания школы, ограниченной в плане осями
1—11 и Л—Н, на полную его высоту. Размеры обрушив-
шейся части здания составляют по длине 32 м и по ши-
рине 12 м. Площадь обрушившейся части около 380 м2.
В момент обрушения части корпуса А величина на-
грузок, действовавших на его внутренние несущие конст-
рукции, составляла около 50 % проектных.
Завал конструкций, образовавшийся после обруше-
ния части корпуса А, находился в основном внутри
периметра его наружных стен. Только панели наружных
стен нижнего этажа и части второго опрокинулись нару-
жу за линии осей 1, Л и Н на 2...4 м. Панели верхних
этажей этих стен упали внутрь здания. Последователь-
ность обрушения конструкций и расположение послед-
них в завале дают основание предполагать следую-
щее:
начало аварии было вызвано местным раздавливани-
ем опорного участка (концов плит перекрытий) панели
типа III первого этажа внутренней стены по оси 5, ко-
торый в этот период обладал пониженной прочностью,
вызванной оттаиванием раствора в горизонтальных
швах стыков;
— 37 —
последующее смещение низа панели типа III по раз-
давленному бетону в сторону от оси 5 вызвало перерас-
пределение усилий в оставшихся элементах стен и при-
вело к обрушению всей внутренней стены вместе с пере-
крытиями;
падающие перекрытия вызвали распространение мест-
ной аварии в обе стороны от оси 5. В направлении длин-
ной оси корпуса А обрушение было остановлено более
жесткой его частью, расположенной между осями 10 и
15, включавшей в себя две лестничные клетки. В на-
правлении торца (ось 1) обрушение произошло на всю
длину корпуса;
падающие внутренние стены и перекрытия увлекли
за собой наружные стены верхних этажей, которые упа-
ли внутрь корпуса.
Под ударами падающих конструкций верхних этажей
перекрытия опрокинули наружные стены нижних этажей
в сторону. К моменту аварии не были замоноличены
вертикальные швы между наружными продольными сте-
пами и несущими поперечными стенами, в результате
чего наружные стены не обеспечили продольную жест-
кость корпуса А. Продольные панели типа IV не были
замоноличены и не могли участвовать в сопротивлении
продольному смещению перекрытий. Также не были за-
моноличены связи и стыки примыканий торцевых и про-
дольных стен. Кроме того, перекрытия, опирающиеся на
торцевые несущие стены, не были к ним приварены
(можно полагать по аналогии с сохранившейся частью
корпуса), а зазор между перекрытиями и верхом паза
этих стен не был заделан бетоном.
В целом монтажные работы отличаются очень низ-
ким качеством: толстые швы, многочисленные закладки
кирпичом, деревянные подкладки, металлические «каб-
лучки», некачественное замоноличивание или вообще
отсутствие замоноличивания монтажных узлов
и т. п.
Низкое качество монтажа в известной мере вызвано
тем, что изделия имеют большие отклонения от проект-
ных размеров: панели поперечных стен различаются по
высоте, плиты перекрытий имеют разную толщину, за-
кладные детали в панелях утоплены на 3...4 см, что не
позволяет качественно выполнить монтажные узлы, и
т. д. Проверка геометрических размеров изделий на ме-
сте показала, что они изготовлены с нарушением уста-
новленных допусков.
— 38 —
В частности, панели внутренних поперечных стен,
имеющие проектную высоту 2540 мм, на самом деле
имеют высоту 2520...2560 мм и перекосы верхних граней.
Ригели внутренних стен имеют выгибы в средней части
величиной до 50 мм и отклонения по длине на 20 мм.
Прочность изделий также вызывает сомнения: в обру-
шившейся части здания железобетонные конструкции
разбиты вдребезги, причем бетон во многих случаях от-
стал от арматуры; на складе плит перекрытий некоторые
из них оказались раздавленными уже в штабелях под
грузом 3—4 лежащих сверху таких же пустотных плит.
Плиты перекрытий доставлены на место с незаделан-
ными с одной стороны пустотами; вторая сторона плит
заделана бетоном марки М 200 при их формовании вме-
сто проектной марки бетона для заделки М 300. Про-
верка прочности бетона плит перекрытий на месте пока-
зала, что она в среднем колеблется около 150 (70 %
проектной прочности). В связи с устойчивой зимней тем-
пературой воздуха ниже 0°С отпускная прочность плит
сохранилась в течение зимнего периода до момента ава-
рии, перед которым бетон оттаял, но еще не успел за-
метно повысить прочность.
Плохое качество монтажа сохранившейся части и
большие отклонения в размерах изделий говорят о воз-
можных неточностях в разрушенном крыле, где, вероят-
но, имели место недостаточные площади опирания, экс-
центриситеты, концентрация усилий в отдельных точках,
неполноценные сварные швы и прочие дефекты.
Узкие простенки поперечных стен у восточной про-
дольной стены опираются на небольшие участки пустот-
ных панелей. Из-за дефектов изготовления и монтажа
это опирание фактически осуществляется в отдельных
точках, чем создается значительная концентрация напря-
жения. Пустоты в торцах панелей перекрытий не имеют
в натуре заводской заделки бетоном, как это требова-
лось по проекту.
Непосредственной причиной обрушения явилось, по-
видимому, оттаивание раствора в нижнем шве южной
торцевой! стены корпуса А. Аналогичный шов на сохра-
нившемся северном крыле здания имеет толщину 8...
12 см и выполнен из очень слабого раствора. Можно
полагать, что он был таким же и на южном крыле. При
оттаивании он, естественно, потерял прочность прежде
всего снаружи здания, и южная торцевая стена утрати-
ла устойчивость. Падая от здания, т. е. на юг, она по-
— 39 —
влекла за собой и перекрытия, которые в свою очередь
потащили все поперечные стены, включая стену лестнич-
ной клетки по оси 10.
Площадки и марши лестничной клетки упали в про-
лет 10—11, так как из-под них обрушилась стена по оси
10. Конструкции лестницы опирались на сварные столи-
ки из прокатного металла, которые не были сварены ни
с этой стеной, ни с перекрытиями в осях 8—10.
Подтаивание шва торцевой стены привело к обруше-
нию всех четырех пролетов крыла, так как вследствие
указанных дефектов это крыло, по существу, не облада-
ло продольной жесткостью. Таким образом, возникшие
усилия от падения конструкций на часть корпуса в осях
10—И повлекли за собой разрыв связей между перекры-
тиями и поперечной и продольной стеной в этих осях.
Согласно проекту, по оси 10 при применении в коротких
пролетах панелей перекрытий шириной 2,4 м предусмат-
ривалась установка шести связей. Между тем на сохра-
нившихся участках перекрытий не видно никаких следов
этих связей. Следует отметить, что конструкция связи
такова, что она не могла воспринять возникшие при де-
формации торца реальные усилия.
Все перечисленные дефекты монтажа и конструкций,
несомненно, способствовали обрушению зданий, однако
масштаб аварии мог бы быть гораздо меньшим, если бы
крылья корпуса в натуре были надежно связаны с его
лестничным ядром, в котором расположены продольные
стенки жесткости, а также, если бы поперечные стены
были заведены в наружные стены и тем самым вовлекли
бы их в работу в продольном направлении.
Узел опирания панелей внутренних стен на перекры-
тия из пустотелых плит с заделанными на концах пусто-
тами запроектирован платформенным на растворе мар-
ки 100, в который при монтаже здания в зимних услови-
ях проектом рекомендуется вводить добавку поташа или
натрия в размере 5 % массы воды затворения. Таким
образом, в принятом решении конструкций несущих по-
перечных стен предопределена резкая неравномерность
их загружения по длине, приводящая к сильной концент-
рации нагрузки на узкие коридорные панели типа III.
Погонная нагрузка, действующая на эти панели, приня-
та в 5 раз больше, чем на панели, находящиеся с другой
стороны этих стен.
Проверка несущей способности поперечных стен, вы-
полненных точно по проекту, показывает, что их проч-
— 40 —
ность достаточна на глухих участках стен. Что касается
узких, пристенных участков этих стен, расположенных в
коридорах, то их прочность в стыках первого этажа не
удовлетворяет требованиям СНиП. Поверочные расчеты
показали, что при расчетах на уменьшенные действую-
щие нагрузки, принятые проектировщиком, прочность
этих участков поперечных стен оказалась на пределе.
Расчетная проверка прочности коридорных, участков
поперечных стен, выполненных в зимних условиях в со-
ответствии со всеми требованиями проекта, показывает,
что прочность их в стадии оттаивания (при нулевой проч-
ности раствора) оказывается значительно ниже требуе-
мой СНиП.
Следует отметить, что указания по производству ра-
бот в зимних условиях, приведенные в типовом проекте,
являются весьма неудачными, так как они, с одной сто-
роны, рекомендуют вводить в раствор такое малое коли-
чество противоморозных добавок (5 % массы воды за-
творения), которое не может обеспечить набор этим
раствором прочности в зимних условиях, а с другой сто-
роны не требуют устройства временного усиления или
разгрузки коридорного участка поперечной стены на пе-
риод оттаивания в соответствии с требованиями СНиП
II-2-81 «Каменные и армокаменные конструкции. Нормы
проектирования».
По сохранившейся части корпуса А можно судить о
качестве выполненных строительно-монтажных работ.
Установлено, что горизонтальные швы несущих стен не-
равномерны по толщине и достигают в отдельных местах
при укороченных по высоте панелях 5...7 см. С целью
более надежной передачи нагрузки от ригелей на укоро-
ченные панели во многих утолщенных швах по их дли-
не установлены короткие прокладки из уголков, прива-
ренные к закладным деталям, между которыми уложен
раствор. Аналогичные прокладки встречаются и в ниж-
них горизонтальных швах между панелями и перекры-
тиями, а заполнение швов раствором выполнено не пол-
ностью.
Сборные изделия, поставляемые заводами железобе-
тонных конструкций, имеют значительные отклонения
от проектных размеров. Несущие внутренние стеновые
панели имеют отклонения по высоте до 40 мм при допу-
ске ±5 мм, а многопустотные панели перекрытий по
длине, ширине и толщине — до 20 мм. Криволинейность
отдельных ригелей достигает 45 мм, некоторые панели
— 41 —
наружных стен имеют пропеллерность. Часть закладных
деталей во внутренних панелях лестничных клеток сме-
щена с проектного положения до 170 мм, в панелях вну-
тренних стен и ригелях закладные детали поставлены с
перекосом и утоплены в бетон до 40 мм. В отдельных
местах выпуски арматуры в штрабах панелей торцевых
стен, предназначенных для связи с закладными частями
панелей перекрытий, смещены и укорочены. Изменения
армирования в некоторых панелях внутренних стен и
междуэтажных перекрытий не были согласованы с про-
ектной организацией и в паспортах не отражены.
Плиты перекрытий с круглыми пустотами, заделан-
ными с одной стороны, уложены без определенной систе-
мы, благодаря чему опорные участки панелей получи-
лись различными. В одних стыках обе панели имеют
концы с заделанными пустотами; в других, наоборот, —
оба конца не имеют заделанных пустот; в третьих один
конец заделан, а другой нет. Кроме того, как было ука-
зано выше, бетон плит перекрытий имел марку М 150
вместо проектной М 200.
В связи с неточными размерами панелей наружных
стен и недостаточно точным монтажом поперечные стены
не везде совпадали с осями стыков наружных стен и ока-
зались не заведенными в них.
Вертикальные стыки наружных стен не замоноличи-
вались бетоном и не герметизировались по мере монтажа
здания. К их заделке приступили только после оконча-
ния здания, начиная с верхних этажей. Неточно выпол-
нены некоторые указания проекта, так, например, не
армированы сетками швы под панелями, недостаточно
закреплены панели в стыках стальными связями и т. п.
Судя по характеристикам проектных решений здания
школы, качеству использованных заводских изделий и
качеству строительно-монтажных работ, можно сделать
вывод о том, что обрушение части 4-этажного корпуса
А вызвано несколькими причинами, главнейшими из
которых являются:
зимние условия монтажа в условиях устойчивых
сильных морозов, которые привели к последующему зна-
чительному снижению несущей способности стен в пери-
од их оттаивания, и наличие перегруженных на этот пе-
риод панелей типа III;
использование пустотелых плит перекрытий с частич-
но незаделанными пустотами в их концах бетоном и по-
ниженная отпускная прочность бетона этих плит, со-
— 42 —
хранившаяся до их оттаивания, вследствие устойчивой
отрицательной температуры от момента их укладки на
место до момента аварии;
низкое качество строительно-монтажных работ и не-
выполнение своевременного замоноличивания стыков;
отсутствие указаний со стороны авторского надзора
и контролирующих организаций о необходимости свое-
временной (до оттаивания конструкций) временной за-
грузки панелей типа III при помощи деревянных креп-
лений.
Комиссия, обследовавшая аварию школы, отметила,
что дефекты монтажа сборных конструкций корпуса А
не позволяют принять решение о надежности оставшихся
частей здания. Поэтому она рекомендовала:
оставшуюся часть учебного корпуса разобрать и
смонтировать вновь;
внести изменения в типовой проект в части снижения
нагрузки на коридорные участки поперечных стен и
уточнения методов монтажа конструкций здания в зим-
них условиях тех районов, где эти школы будут стро-
иться;
усилить требования по обеспечению точности изготов-
ляемых на заводах изделий, заделки пустот в концевых
участках многопустотных панелей перекрытий и полной
проектной прочности бетона изделий, монтируемых в
зимних условиях;
повысить качество монтажа и обеспечить соблюде-
ние последовательности выполнения работ по замоноли-
чиванию стыков и других элементов, обеспечивающих
прочность и устойчивость здания не только при его экс-
плуатации, но также и на любой стадии монтажа.
Было признано необходимым обследовать все школы,
построенные и строящиеся по аналогичным проектам, и
принять необходимые меры по обеспечению необходимой
надежности зданий в процессе эксплуатации.
Анализируя причины обрушения части крупнопа-
нельного здания школы, целесообразно остановиться на
принятой в проекте основной конструктивной схеме зда-
ния. В проекте несущими конструкциями являются пане-
ли поперечных стен и ригели, являющиеся опорами для
панелей перекрытий. Причем опорой для ригеля по оси
А является довольно гибкая панель типа III, которая к
тому же опирается на ригель через торцы панелей пере-
крытий.
- 43 —
Такая схема требует абсолютной точности изготов-
ления сопрягаемых элементов и тщательности выполне-
ния соединений, что при монтаже конструкций здания
школы не было обеспечено. На строительстве здания бы-
ли нарушены требования строительных норм и правил к
монтажу конструкций в зимнее время.
С конструктивной точки зрения принятую схему не-
сущих конструкций нельзя признать оптимальной. Во-
первых, непонятно, как работает ригель: в пределах па-
нелей типов I и II при пролете 7,6 м он работает на
сжатие, опираясь на поперечные панели; как изгибаемый
элемент он работает при пролете 3,7 м. Во-вторых, при
такой схеме весьма сложен учет распределения усилий
между ригелем и панелями поперечных стен.
Нельзя признать рациональным решение продольной
жесткости здания, которое в проекте обеспечивается тор-
цевыми стенами лестничных клеток и короткими про-
дольными панелями типа IV, оси которых не совпа-
дают.
По-видимому, более рациональной и экономичной по
расходу материалов схемой рассматриваемого здания
является каркасная схема с обеспечением поперечной
жесткости торцевыми стенами и продольными стенами
лестничных клеток, а продольной — железобетонными
панелями в осях 1—3 и 23—25.
В 1975 г. на строительстве жилого 5-этажного 8-сек-
ционного крупнопанельного дома типовой серии 1-476А
произошло обрушение части здания, ограниченной тем-
пературными швами, в которой были смонтированы пять
этажей. Монтаж здания выполнялся в зимних условиях.
Конструктивная схема здания — внутренние поперечные
стены толщиной 16 см с опирающимися на них через
платформенные стыки многопустотными панелями (на-
стилами) перекрытий высотой по проекту 22см. На уча-
стке обрушения (рис. 12) разрушились все внутренние
конструкции — несущие поперечные стены, продольные
стены, перекрытия всех пяти этажей. Обрушившиеся кон-
струкции образовали завал на высоту подвального эта-
жа. Наружные стены были повреждены и находились в
аварийном состоянии.
При осмотре на оставшихся наружных стенах в мес-
тах их стыков с внутренними стенами висели монтажные
скобы, а на вентиляционных блоках висели монтажные
арматурные стержни, что свидетельствовало о разруше-
ниях этих связей при аварии.
— 44 —
13. Опорная часть ригеля подвальной рамы (панели)
Обрушение части здания произошло в два этапа:
1) обрушились конструкции на участке, ограниченном
наружной стеной по оси А и внутренней продольной сте-
ной по оси Б и поперечными осями 24...30 ; 2) обруши-
лась другая половина участка, ограниченная продольны-
ми осями Б и В и поперечными осями 24...29.
— 45 —
При осмотре конструкций ростверка и свайных фун-
даментов после разборки завала не было обнаружено
видимых повреждений и деформаций; это свидетельство-
вало о том, что причины обрушения кроются в надзем-
ных конструкциях.
Наряду с осмотром конструкций на участке обруше-
ния были обследованы оставшиеся неповрежденными
конструкции здания. При этом были обнаружены дефек-
ты, которые при неблагоприятных условиях могли вы-
звать обрушение. Так, толщина растворных швов в
платформенных стыках колебалась от 3 до 5 см. По дли-
не растворных швов их толщина также была неодина-
ковой из-за различной высоты поперечных сечений
опорных участков многопустотных панелей перекрытий.
При выборочном обмере панелей перекрытий на приобъ-
ектном складе оказалось, что их высота колеблется от 22
до 25 см.
Пустоты в опорных частях панелей в отступление от
проекта бетоном не заполнялись. Добавка поташа в рас-
твор при температуре наружного воздуха —30 °C и ниже
оказалась неэффективной, так как раствор замерзает
сразу после укладки и при оттаивании практически име-
ет нулевую прочность; поэтому несущая способность
платформенного стыка в момент оттаивания была ниже
действовавшей в момент обрушения нагрузки. Следует
отметить отсутствие лабораторного контроля прочности
раствора. Наблюдались трещины в верхних зонах вну-
тренних несущих стен и в настилах вблизи опор.
При обследовании заводских условий изготовления
было выявлено, что отпускная прочность бетона стено-
вых панелей кассетного изготовления в ряде случаев
составляет меньше 70 % проектной. Недостаточная
прочность бетона в кассетных изделиях объясняется низ-
ким качеством инертных материалов и цемента, а также
отдельными нарушениями технологического процесса.
Несовершенство монтажных приспособлений привело
к отклонениям от проектных размеров при опирании на-
стилов перекрытий на несущие поперечные стены, что
существенно повлияло на несущую способность плат-
форменных стыков. В техническом этаже в конструкци-
ях несущих стеновых панелей рамного типа наблюдались
наклонные трещины в ригелях вблизи опорных стоек
(рис. 13).
Анализируя все перечисленные факты состояния зда-
ния, можно сделать следующие выводы о причинах обру-
— 46 —
шения. В период оттаивания обрушению предшество-
вала оттепель, растворные швы в платформенных стыках
оттаяли, что вызвало значительную деформацию. В ряде
мест наблюдалось выдавливание раствора из швов. Раз-
личная толщина швов по длине вследствие различных
высот сечений настилов в опорном узле обусловила пере-
распределение вертикальной нагрузки в стыках. В ре-
зультате значительная доля нагрузки пришлась на наи-
более высокие опорные участки настилов перекрытий,
что привело к их локальному разрушению. Отсутствие
заделки бетоном открытых каналов в настилах усугуби-
ло процесс их разрушения.
В результате деформаций растворных швов и мест-
ных разрушений опорных зон настилов наиболее нагру-
женная поперечная стена по оси 27 (см. рис. 12), со-
стоящая по высоте из отдельных панелей, получила
вертикальную осадку, что привело к излому стены по
вертикальной оси и последующей потере устойчивости.
Возможна и другая причина обрушения. При оттаи-
вании растворных швов в результате перераспределения
вертикальной нагрузки в платформенном стыке в уровне
перекрытия над подвалом нагрузка от вышележащих
этажей передавалась на стеновую панель подвала «со-
средоточенно», т. е. в пределах длины опирания какого-
либо настила. В результате в ригелях стеновой подваль-
ной рамы (панели) образовалась трещина вблизи
опорных стоек. Нарушилась неразрезность верхнего ри-
геля рамы (панели), что привело к полному ее разруше-
нию и последующему обрушению вышележащих этажей.
Анализируя причины разрушения, можно сделать вы-
вод, что главная причина аварийного состояния несущих
конструкций здания — недостаточная несущая способ-
ность платформенного стыка (наиболее слабое место в
конструктивной схеме здания)’.
Конструктивные решения домов серии 1-467А для
строительства в северных районах страны почти не от-
личаются от решений домов, предназначенных для стро-
ительства в зонах с умеренным климатом. Между тем
условия строительства в северных районах обладают
рядом специфических особенностей, которые необходимо
учитывать при проектировании. Преобладающая продол-
жительность зимнего периода производства работ, край-
не низкие расчетные зимние температуры (—40...50°C),
вызывающие в конструкциях значительные напряжения,
требуют специальных решений. Кроме того, сборные из-
— 47 —
делил приходится транспортировать на значительные
расстояния с многократными перевалками, что требует
специального усиления конструкций.
В проектах домов для строительства в северных райо-
нах должны быть предусмотрены меры по обеспечению
необходимой прочности бетона в замоноличенных мон-
тажных соединениях, в том числе и в платформенных
стыках. Опыт строительства показывает, что заморажи-
вание малоэффективно вследствие значительных дефор-
маций при оттаивании. Более эффективное средство —
обогрев бетона и раствора с постоянным контролем их
прочности. Самое главное при устройстве платформен-
ных стыков — не допускать значительных утолщений
растворных швов.
Учитывая серийность строящихся зданий, необходимо
усилить отдельные конструкции и узлы соединений, раз-
работать меры по производству зимних работ и монта-
жу, которые позволили бы повысить надежность несу-
щих конструкций и предотвратить подобные аварии в
дальнейшем.
Обрушившийся крупнопанельный 15-этажный одно-
секционный жилой дом на 89 квартир с техническим
подпольем и размерами в плане 18,8X18 м при высоте
этажей 2,7 м строился по типовому проекту.
Несущими конструкциями здания являются внутрен-
ние поперечные железобетонные стеновые панели толщи-
ной 14 см, на которые опираются панели перекрытий
сплошного сечения толщиной 14 см. Стеновые панели
запроектированы из тяжелого бетона: для нижних трех
этажей — из бетона марки М 300 с усиленным армиро-
ванием, с 4-го по 6-й этаж — также из бетона марки
М 300 с конструктивным армированием и с 7-го по 15-й
этаж — из бетона марки М 200. Панели перекрытий для
всех этажей — из бетона марки М 200. Цокольные несу-
щие панели толщиной 18 см — из бетона марки М 300.
Сопряжения несущих стеновых панелей с панелями пе-
рекрытий приняты в виде платформенного стыка на
растворе марки 300. Наружные стеновые панели запро-
ектированы навесными из газобетона марки 35 толщи-
ной 24 см и опираются на панели перекрытий (рис. 14).
Первоначально для здания был запроектирован и
выполнен в натуре свайный фундамент из висячих свай
сечением 40X40 см, длиной 14 м. После устройства свай-
ного фундамента вследствие нарушения нормативных
требований по инсоляции здание было повернуто на 90°
— 48 —
о
14. Монтажный план панелей тех-
нического подполья
I — панели перекрытия; 2 — фунда-
ментная панель; 3 — наружная на-
весная панель; 4 — цокольная па-
нель
и поставлено на сплошную монолитную железобетонную
плиту толщиной 80 см с размером в плане 19X19.9 м.
Плита уложена на слой щебня толщиной 50 см. Ранее
забитые сваи не связаны с железобетонной плитой, пря-
мых нагрузок от веса здания не воспринимают и погре-
бены в толще грунтов.
4—843
— 49 -
Как нулевой цикл, так и надземная часть здания воз-
водились в зимнее время. К моменту обрушения здания
были смонтированы все 15 этажей и заканчивалась
укладка теплоизоляции из газобетонных плит чердачного
перекрытия. Конструкции здания монтировались в янва-
ре и феврале при температуре наружного воздуха —2...
—20 °C.
Установлено, что авторский надзор со стороны про-
ектной организации, а также технический надзор со сто-
роны заказчика за монтажом надземной части здания
не осуществлялся.
За день до обрушения здания были обнаружены во-
лосные трещины в верхней зоне плит перекрытия на 1...
4-м этажах на участках их опирания на поперечные
стены (у платформенных стыков). Установлено отсутст-
вие заполнения швов под плитами перекрытий над под-
валом. Здание обрушилось вертикально с полным разру-
шением всех конструкций.
Проверкой качества изготовления железобетонных
конструкций на заводе установлены следующие коэффи-
циенты дефектности изделий (по методике Госграждан-
строя): лестничных маршей — 0,16; лестничных площа-
док— 0,14; панелей внутренних стен — 0,28.
Основными причинами высокой дефектности панелей
внутренних стен признаны неудовлетворительное качест-
во заполнителей, отклонения геометрических размеров,
неплоскостности панелей, толщины и разности диагона-
лей.
Поверочные испытания прочности бетона сохранив-
шихся частей конструкций, отобранных при разборке за-
вала, показали, что прочность бетона испытанных образ-
цов составила 67...97 % проектной, а в среднем 82 %,
что подтверждает обеспечение 70 % отпускной прочности
при отгрузке изделий с завода.
Деформации несущих железобетонных конструкций,
наблюдавшиеся непосредственно перед обрушением зда-
ния (трещины в верхних зонах панелей междуэтажных
перекрытий на 1,,.4-м этажах у платформенных стыков),
свидетельствуют о возникновении в горизонтальных
платформенных стыках недопустимых эксцентриситетов
вертикальных нагрузок, приводящих к появлению отри-
' цательных изгибающих моментов и раскрытию трещин в
верхних зонах панелей-перекрытий. Поверочными рас-
четами установлено, что предельно допустимая (крити-
ческая) величина такого эксцентриситета, определенная
— 50
из условия недопущения раскрытия трещин в плите
перекрытия, составляет 3...5 см. Возникновение таких
эксцентриситетов в наиболее напряженных платформен-
ных стыках 1,,.4-го этажей могло явиться основной при-
чиной нарушения прочности стыков, приведшей к пере-
лому плит междуэтажных перекрытий. При этом на уча-
стках перелома мог иметь место отрыв плит перекрытий
от платформенных стыков, в результате чего стыковое
сопряжение приобрело шарнирный характер. Все это в
сочетании с эксцентриситетом вертикальных нагрузок
способствовало потере устойчивости панелей внутренних
стен и могло привести в результате потери устойчивости
к их обрушению.
Описанные деформации за день до обрушения здания
наблюдались одновременно в трех углах, и их совмест-
ное действие могло быть причиной аварии.
По мнению комиссии, расследовавшей аварию, по-
следняя произошла в результате значительных эксцент-
риситетов в платформенных стыках. Были рассмотрены
возможные причины возникновения эксцентриситетов:
отклонение здания от вертикали в связи с деформациями
основания фундаментной плиты; нарушение соосности
несущих стеновых панелей в зоне их сопряжения в плат-
форменных стыках; дефекты укладки раствора в гори-
зонтальных швах платформенных стыков, а также недо-
статочная прочность раствора; неблагоприятное влияние
скосов опорных кромок стеновых панелей, составляющих
до 5 мм; нарушение нормативных требований к прочно-
стным характеристикам и геометрическим размерам же-
лезобетонных конструкций при их изготовлении.
Анализ этих возможных причин показал следующее.
Отклонение здания от вертикали в связи с наклоном
фундаментной плиты имело место в натуре. Вертикаль-
ная съемка поверхности плиты, выполненная после рас-
чистки завала по сетке 2X2 м, показывает ее наклон в
сторону оси И относительно оси 1 на 4,2 см. Этот на-
клон подтверждается также контрольной нивелировкой
выравнивающей бетонной постели под фундаментные
панели, частично сохранившиеся после разборки завала.
Выравнивающая постель, выполненная до монтажа го-
ризонтально, согласно схеме нивелировки имеет наклон
до 4,4 см в сторону той же оси 11. Следует при этом
принять во внимание, что поворот здания на 90° отно-
сительно центра свайного поля привел к смещению
центра его тяжести с оси симметрии свайного поля на
4*
— 51 -
35 см в сторону оси 11, по которой отмечена просадка
здания на 4,2...4,4 см. В связи с неравномерной просад-
кой фундаментной плиты (на 4,2...4,4 см) конструкции
верхней части смонтированного здания могли иметь от-
клонения от вертикали на 9... 11 см. Такие отклонения
могли быть своевременно вскрыты и предупреждены пу-
тем инструментального контроля геометрических разме-
ров при монтаже конструкций, что не было сделано.
СНиП 11-15-74 «Основания зданий и сооружений»
допускает крен в поперечном направлении до 0,005, что
соответствует разности отметок на противоположных
кромках плиты (оси 1 и И) 9,5 см. Таким образом, на-
клон фундаментной плиты в сторону оси И на 4,2...
4,4 см не может быть причиной возникновения разру-
шающих эксцентриситетов в платформенных стыках,
однако в сочетании с другими дефектами он мог при-
вести к ухудшению условий работы конструкций.
Факты нарушения при монтаже соосности несущих
стеновых панелей в зоне их сопряжения в платформен-
ных стыках в натуре установить не представлялось
возможным в связи с полным разрушением конструкций.
Однако такие факты отмечены на соседнем аналогичном
здании, где они вызвали аналогичные деформации пане-
лей перекрытий; можно предположить, что нарушение
соосности имело место и в обрушившемся здании, что
отчасти подтверждается записями в журнале поопераци-
онного контроля, где отмечались отклонения геометри-
ческих размеров, допущенных при монтаже ряда
несущих конструкций, причем отметки об устранении
отмеченных отклонений в большинстве случаев отсутст-
вуют. Поэтому нарушения проектных допусков при
монтаже конструкций могли иметь место и повлиять на
ухудшение условий их работы, особенно в зоне платфор-
менных стыков.
Дефекты укладки раствора в горизонтальных швах
платформенных стыков и применение раствора недоста-
точной прочности неоднократно отмечались в журнале
пооперационного контроля. Отмечалось -также наличие
пустошовки, содержались указания применять раствор
только марки 300, запрещалось применение раствора
марки 200. Отметки об исполнении этих указаний в жур-
нале отсутствуют. Прогрев раствора в платформенных
стыках, предусмотренный проектом, не осуществлялся.
Поэтапное определение прочности раствора в стыках до
начала вышележащего этажа не производилось, резуль-
— 52 —
таты испытаний контрольных образцов раствора комис-
сии не предъявлены.
В проектной документации отсутствуют указания по
возведению зданий в зимнее время, предусмотренные
«Руководством по возведению полносборных конструк-
ций зданий повышенной этажности в зимних условиях».
Выборочные проверки прочности раствора, выполнен-
ные с помощью молотка Кошкарова, показали удовлет-
ворительные результаты, однако при укладке раствора в
конструкцию при отрицательных температурах эти ре-
зультаты могли измениться.
Указанным выше Руководством предусматривается
изготовление контрольных образцов-кубов раствора на
каждом этаже и определение их прочности при вызрева-
нии в реальных условиях строительной площадки, при-
чем монтаж вышележащего этажа разрешается произво-
дить только после набора раствором заданной прочно-
сти.
В проектной документации содержится недостаточно
требований к производству работ в зимний период, а ка-
чество работ на строительной площадке по устройству
стыковых сопряжений на растворах (платформенных
стыков) низкое. По мнению комиссии, рассматривающей
причины аварии, в этих условиях могли иметь место де-
фекты горизонтальных швов, способные привести к на-
рушению прочности стыковых соединений при воздейст-
вии нагрузок от собственного веса здания.
Выборочная проверка опалубочных скосов сборных
железобетонных панелей внутренних стен, проведенная
на заводе-изготовителе, показала, что уклон этих ско-
сов, не превышающий 3 %, не может служить причиной
эксцентричной передачи вертикальных нагрузок в плат-
форменном стыке.
При проверке качества сборных железобетонных из-
делий на заводе установлено, что пооперационный конт-
роль установки арматуры, закладных деталей и форми-
рование панелей осуществляются недостаточно. При
изготовлении изделий в ряде случаев имело место сме-
щение арматурных каркасов, нарушение требуемых ве-
личин защитного слоя, некачественная сварка арматур-
ных каркасов.
Таким образом, было установлено, что в процессе
монтажа здания была нарушена соосность несущих па-
нелей в платформенных стыках, допущены дефекты при
укладке раствора в них (неполное заполнение швов, от-
— 53 —
сутствие прогрева* раствора в стыках), несущие панели
имели недостаточную прочность. Все это повлекло за
собой возникновение разрушающих эксцентриситетов в
платформенных стыках, нарушение их прочности и поте-
рю устойчивости внутренних стеновых панелей. Разру-
шению здания способствовало отклонение здания от
вертикали на 9...И см в связи с деформацией основания
фундаментной плиты.
Указанные причины явились следствием нарушения
требований нормативных документов при возведении
здания повышенной этажности, отсутствия систематиче-
ского операционного контроля качества строительно-
монтажных работ, инструментального контроля в про-
цессе монтажа конструкций, лабораторного контроля
фактической прочности применяемого раствора, наруше-
ний требований государственных стандартов при изго-
товлении железобетонных конструкций. Кроме того,
строительство объекта осуществлялось без проекта про-
изводства работ.
Таким образом, обрушение здания произошло в ре-
зультате неблагоприятного сочетания совокупности при-
чин. Однако главной из них следует признать отсутствие
производственно-технологической дисциплины при осу-
ществлении строительно-монтажных работ.
Прочность и устойчивость крупнопанельных зданий
при сопряжении несущих элементов через платформен-
ные стыки обеспечивается путем выполнения их в соот-
ветствии с проектом. Поэтому только при строгом инст-
рументальном контроле геометрических параметров
стыков может быть обеспечена надежность сооружения.
Это определяющее требование при монтаже крупнопа-
нельных зданий в данном случае было нарушено. Вместе
с тем, учитывая определяющую роль платформенных
стыков в надежности крупнопанельных зданий, они
(стыки)' требуют дальнейшего совершенствования. Для
обеспечения их геометрической точности требуется пре-
жде всего обеспечить точное фиксирующее положение
сопрягаемых элементов, что может быть достигнуто пу-
тем устройства специальных закладных деталей.
Вызывает недоумение необычное в практике строи-
тельства конструктивное решение фундамента здания,
когда забитые висячие сваи сечением 40X40 см и дли-
ной 14 м не восприняли нагрузок от веса здания и ока-
зались погребенными. Такое решение фундамента моти-
вировалось необходимостью изменения ориентации зда-
— 54 -
ния в соответствии с нормативными требованиями и
было внесено в проект после выполнения в натуре свай-
ного поля, что не позволило использовать его для не-
посредственной передачи на сваи вертикальных нагру-
зок.
Более рациональным решением в данном случае бы-
ло бы поставить здание на забитые сваи, допустив тем
самым отклонения от нормативных требований по инсо-
ляции здания, что предотвратило бы отклонение здания
от вертикали.
Вызывает также сожаление, что комиссия, обследо-
вавшая причины обрушения, не установила характер
деформаций железобетонной фундаментной плиты (на-
личие трещин, величин осадок и др.), что можно было
сделать после расчистки плиты от обрушившихся облом-
ков конструкций.
Шестнадцатиэтажный жилой дом возводился мето-
дом подъема перекрытий. Конструктивная схема зда-
ния— рамно-связевая с центрально расположенным
ядром жесткости из монолитного железобетона с внут-
ренним диаметром 8,3 м и внешним очертанием в виде
девятигранника (рис. 15). Толщина стен ядра 40 см, а
в местах проемов 60 см при марке бетона М 200. Между-
этажные перекрытия железобетонные монолитные с
размерами на этаж площадью 724 м2 при толщине
плиты 18 см и марке бетона М200.
Каркас здания запроектирован и выполнялся из 30
сборных железобетонных пятиярусных колонн, располо-
женных вне ядра жесткости. Сечение колонн нижних
ярусов 45X45 см, верхних — 40X40 см; марка бетона —
соответственно М 500 и М 300. Ядро жесткости и рас-
положенные по его периметру шесть колонн имеют об-
щий фундамент из монолитного железобетона в виде
круглой плиты диаметром 15 м и высотой 3,8 м. Фунда-
менты под остальные колонны выполнены в виде желе-
зобетонных башмаков стаканного типа размером в пла-
не 2,2X2,2 м из бетона марки М 200.
Основанием здания в соответствии с инженерно-геоло-
гическими изысканиями служат скальные грунты в виде
трещиноватых базальтов коренного залегания с расчет-
ным сопротивлением 4 МПа. Участок строительства рас-
положен в зоне с сейсмичностью 7 баллов.
Проект здания разработан в соответствии с действую-
щими нормативными документами. В состав проектной
документации включен проект организации строительст-
— 55 —
СЛ
СП»
COOLS
ва (ПОС), учитывающий специфические особенности
возведения зданий методом подъема перекрытий. За
строительством здания осуществлялся авторский надзор
специалистами проектной организации — авторами про-
екта.
Плиты поднимали специальным подъемным оборудо-
ванием, управляемым с пульта, находящегося ла плите
перекрытия 16-го этажа. Контроль за установкой и экс-
плуатацией подъемного оборудования осуществлялся
специалистами проектной организации.
За две недели до обрушения ядро жесткости было
возведено до уровня 10-го этажа включительно (отм.
30,62 м), а три яруса 30 колонн—до отм. 32,18 м. Час-
тично были смонтированы наружные стеновые панели на
2-м и 3-м этажах. Плиты междуэтажных перекрытий
1...6-го этажей находились на проектных отметках, при-
чем перекрытия первых двух этажей были замоноличены
с ядром жесткости полностью, а 3-го этажа •— частично.
Остальные плиты перекрытий попарно находились на
промежуточных отметках (рис. 16).
По данным авторского надзора, вершины всех колонн
3-го яруса по отношению к перекрытию 4-го этажа име-
ли отклонения от вертикали порядка 25 см. В колоннах
и их стыках и в плитах перекрытий при визуальном ос-
мотре повреждений не было обнаружено. В связи с от-
клонениями колонн строительно-монтажные работы на
объекте были остановлены.
За 12 дн. до аварии было установлено, что отклоне-
ние колонн 2-го и 3-го ярусов от вертикали явилось ре-
зультатом нарушения технологии подъемных работ;
несвоевременного замоноличивания с ядром жесткости
плит перекрытий 4...6-го этажей, достигших проектных
отметок, а также отсутствия предусмотренных проектом
металлических клиньев в зазорах между ядром жестко-
сти и пакетом плит, которые находились на промежуточ-
ных отметках.
Расчетом было установлено, что отклонение колонн
от вертикали позволяет опускать плиты без дополни-
тельных технических решений и мероприятий с целью
приведения каркаса в проектное положение. В связи с
этим специалисты’проектной организации рекомендовали
опустить пакеты плит, находящиеся на II и III ярусах
колонн. За 1 ч до обрушения две пары плит перекрытий
и одиночная плита были опущены соответственно с отм.
— 57 -
250
16. Расположение плит перекрытий
1 — замоиоличенные зазоры; 2 — колонны; 3 — грузовые тяги; 4 — электроме-
ханические подъемники; б — ядро жесткости; 6 — металлические клинья
17. Начало опускания пакета плит перекрытий и обрушение каркаса
а— начало опускания пакета; б —начало обрушения; / — ядро жесткости;
2— колонны; 3 — плиты перекрытий; 4 — подъемники; 5 — тягн
— 58 —
29,97 м на отм. 27,01 м, с
18,13 м на 15,17 м и с 21,09
на 18,13 м (рис. 17).
• Обрушение здания про-
изошло в процессе опуска-
ния пакета плит 9-го и 10-го
этажей с отм. 21,83 м на
отм. 18,87 м. После обруше-
ния каркаса ядро жесткости
осталось на месте с повреж-
дениями в зоне 5...7-го эта-
жей. Нижняя часть ядра в
пределах четырех этажей
сохранилась в проектном
положении. В поврежденной
зоне в пределах 5...7-го эта-
жей наблюдались горизон-
тальные И НаКЛОННЫе Тре- 18. Местные разрушения ядра
щины, разрушение отдель-	жесткости
ных участков и вмятины
(рис. 18). Верхняя часть ядра жесткости выше
7-го этажа имеет сдвиг с поворотом до 30 см по часовой
стрелке относительно нижней части и отклонения от вер-
тикали. Обрушение плит перекрытий оказалось в виде
беспорядочного пакета внизу в форме шатра вокруг
ядра жесткости.
Части колонн верхнего яруса с подъемниками и об-
рывками тяг лежали на обрушившейся плите 16-го эта-
жа также с поворотом по часовой стрелке; остальные
колонны, разбитые на части, оказались между плитами
перекрытий.
По данным физико-механических испытаний бетонов
отмечается соответствие фактической прочности бетонов
колонн и перекрытий проектной марке. Неудовлетвори-
тельное качество бетонирования отдельных участков яд-
ра жесткости, а также повышенное содержание углерода
в арматурной стали колонн, хотя и повлекли снижение
несущей способности конструкций, по заключению экс-
пертной комиссии, не могли явиться причиной обруше-
ния.
Расчеты показали, что отклонение колонн от верти-
кали не является причиной обрушения, так как при на-
личии раскрепления плит с ядром жесткости и фактиче-
ских величинах вертикальных нагрузок (до 50 % рас-
четных) отклонение колонн до 25 мм от вертикали при
— 59
отсутствии поперечных сил не могло исчерпать несущую
способность каркаса здания.
В результате ознакомления с рабочими чертежами
подъемного оборудования и соответствующими расчета-
ми комиссия установила, что это оборудование имеет
достаточный запас прочности, обеспечивается его надеж-
ная синхронная работа. С учетом опыта многолетней
эксплуатации подъемного оборудования на стройках
страны нет оснований считать, что из-за его работы
могла возникнуть аварийная ситуация.
По заключению экспертной комиссии, обрушение
строящегося здания произошло вследствие разрушения
каркаса, состоящего из колонн трех ярусов общей высо-
той 32,18 м и 16 плит перекрытий, находящихся по од-
ной или попарно в пакете на разных отметках. Разруше-
ние каркаса произошло в результате потери несущей
способности части колонн каркаса, расположенных по
внешнему контуру каркаса в пределах отм. 24,05...
18,13 м (на уровне 8...7-го этажей) под действием зна-
чительной инерционной горизонтальной силы, возникшей
во время опускания пакета плит в результате перелома
и смещения пакета.
По технологии перемещения плит перекрытий допус-
кается производить после освобождения перемещаемых
перекрытий от раскрепляемых с ядром жесткости сталь-
ных клиньев. Перекос опускаемого пакета плит 9... 10-го
этажей мог произойти при наличии «препятствий» в виде
стальных клиньев, оставшихся в зазоре между ядром
жесткости и плитой, либо в виде неудаленного штыря в
колонне. При перекосе плит отдельные грузовые тяги
подъемников могли высвобождаться из захватных гнезд
воротников, что вполне вероятно при отсутствии фик-
сирующих деревянных клиньев. Нагрузка от высво-
бодившихся грузовых тяг перераспределяется между
оставшимися в защемлении грузовыми тягами и препят-
ствием.
По мере опускания пакета плит перекос увеличивает-
ся с резким возрастанием нагрузки на грузовые тяги,
что могло вызвать последовательный разрыв тяг. Это в
свою очередь вызвало поворот плиты и удар пакета по
колоннам. При этом наибольшие нагрузки приходились
на колонны, максимально удаленные от зон препятствия,
которые разрушились в первую очередь. Это повлекло за
собой падение как опускаемого пакета, так и трех вы-
шележащих пакетов плит. Удар, обусловленный паде-
— 60 -
нием с поворотом верхних плит, последовательно воспри-
нимался пакетами нижележащих плит, расположенных
на уровне 5...6-го этажей, которые в свою очередь при
падении разрушили колонны, понесли косой удар и од-
новременно вызвали поворот ядра жесткости в пределах
отм. 18,13... 12,21 м. Затем разрушилась остальная часть
каркаса.
Отсутствие деревянных фиксирующих клиньев в за-
хватных гнездах плит, а также наличие стальных кли-
ньев в зазоре между опускаемым пакетом плит и ядром
жесткости подтверждается показаниями свидетелей.
Экспертная комиссия на основе рассмотрения проек-
тно-технической документации, результатов физико-ме-
ханических характеристик бетонов, арматуры, стальных
грузовых тяг подъемников, полученных в результате
испытания образцов, установила, что основной причиной
обрушения каркаса здания является нарушение отдель-
ных операций технологического процесса (несвоевремен-
ная установка и удаление металлических клиньев в за-
зорах между ядром жесткости и плитами перекрытий,
частичное отсутствие деревянных клиньев в захватных
гнездах, фиксирующих грузовые тяги подъемников).
Комиссия рекомендовала обследовать все здания,
возводимые методом подъема перекрытий, и продолжить
их строительство после устранения всех технологических
отклонений и обеспечения проектных решений.
Строительным организациям рекомендовано не до-
пускать случаев производства работ при возведении зда-
ний методом подъема перекрытий без разработки проек-
тов производства работ (ППР), гарантирующих выпол-
нение технологической последовательности, соблюдение
норм и правил техники безопасности и мероприятий,
обеспечивающих качественное выполнение строительно-
монтажных работ, а также обеспечить создание постов
операционного контроля на объектах, возводимых мето-
дом подъема перекрытий.
ПОКРЫТИЕ СТАЛЕПРОВОЛОЧНО-
КАНАТНОГО ЗАВОДА
В марте 1965 г. на строительстве сталепроволочного
цеха сталепроволочно-канатного завода произошло обру-
шение сборных железобетонных ферм и колонн.
Сталепроволочный цех представляет собой одноэтаж-
ное здание, состоящее из семи пролетов размером 24 м
— 61 —
каждый и пристройки бытовых помещений (рис. 19).
Во всех пролетах предусмотрены мостовые краны гру-
зоподъемностью 5 т. Высота цеха до отметки нижнего
пояса ферм в шести пролетах 8,4 м и в одном крайнем
пролете 10,8 м. Колонны, подкрановые балки, стропиль-
ные фермы и плиты покрытия — типовые сборные желе-
зобетонные. Шаг колонн и ферм 6 м. Плиты покрытия
приняты 3X6 м. Утеплитель покрытия — пенобетонные
плиты плотностью 600 кг/м3. Металлический фонарь со-
стоит из пяти стоек и четырех раскосов. Проект цеха
был разработан в 1962 г. специализированным проект-
ным институтом.
Сборные железобетонные предварительно напряжен-
ные фермы, колонны, подкрановые балки и плиты по-
19. Сталепроволочно-канатный цех (обрушившаяся часть заштрихована)
1 — сборные железобетонные колонны; 2 — сборные железобетонные фермы;
3 — металлический фонарь
— 62 —
крытий изготовлялись в цехах и на полигонах комбината
производственных предприятий строительного треста.
Металлические конструкции фонарей, включая разра-
ботку чертежей КМД, изготовлялись заводом металло-
конструкций. На строящийся объект железобетонные ко-
лонны и металлические конструкции фонарей доставля-
лись по железной дороге, а фермы, подкрановые балки,
плиты и распорки по верхним поясам ферм на специ-
альных машинах.
При рассмотрении обстоятельств обрушения было
установлено, что при изготовлении стропильных железо-
бетонных ферм имели место отступления от проекта, не-
достаточно осуществлялся контроль за выполнением
отдельных операций, а опалубочные формы были низко-
го качества. Каркасы растянутых раскосов ферм выпол-
нялись не по проекту, в связи с чем анкеровка их в ниж-
нем поясе уменьшена.
В ряде случаев применялись каркасы с изогнутыми
поперечными стержнями. Принятая фиксация закладных
деталей не обеспечивала их проектного положения.
Детали, предназначенные для крепления стоек ме-
таллического фонаря, не имели болтов с гай-
ками.
Арматурные каркасы не имели соответствующих би-
рок и складировались на земле внавал. При установке
спорных закладных деталей в опалубку анкерные стерж-
ни в отдельных случаях срезались, при этом они заменя-
лись другими стержнями, приваренными к листу фланго-
вым швом, либо вовсе отсутствовали.
Имело место значительное отступление от проектной
величины бетонного защитного слоя. Внутренние борто-
вые щиты опалубки, выполненные из дерева, были низ-
кого качества, особенно в угловых сопряжениях, что во
многих случаях приводило к уменьшению сечения эле-
ментов ферм в местах вутов. Закрепление ферм из пло-
скости на панелевозе производилось в двух точках (в
местах крайних стоек решетки), в результате чего верх-
ний пояс на длине 18 м не был развязан и подвергался
деформациям при перевозке.
При осмотре металлических конструкций фонарей
отступлений от чертежей КМД при заводском изготов-
лении не обнаружено, но при укрупнительной сборке
фонарей на строительной площадке сварные швы в
коньке фермы выполнялись не на полную длину.
В марте 1965 г. на площадке велись работы по мон-
— 63 —
тажу строительных конструкции, кладке внутренних про-
дольных кирпичных стен и укладке утеплителя на по-
крытии цеха.
К моменту обрушения все колонны цеха были смон-
тированы, а в пролетах Б—В и В—Г между осями
33—54 были установлены фермы и фонари, а также уло-
жены плиты покрытия. Подкрановые балки в месте об-
рушения цеха не были установлены. В остальной части
цеха они частично были смонтированы в отдельных про-
летах. Предусмотренные проектом горизонтальные крес-
товые металлические связи по верхним поясам железо-
бетонных ферм в пределах обеих крайних подфонарных
панелей каждого температурного блока не были смон-
тированы.
По оси Г между осями 33—54 была возведена кир-
пичная стена толщиной 1,5 кирпича на всю высоту ко-
лонн без связи с ними. Между осями 44—53 в пролетах
Б—В и В—Г были уложены пенобетонные плиты утеп-
лителя.
Непосредственно перед аварией на покрытии проле-
тов Б—В и В—Г между осями 44—54 велись работы по
укладке плит утеплителя и подготовительные работы по
устройству торцевой стены фонаря. В пролете Б—В
между осями 45—46 был установлен мачтовый подъем-
ник, которым подавались на кровлю плиты утеплителя.
У стены Г со стороны пролета Г—Д между осями 51—54
находился автокран, которым подавались на крышу дос-
ки для обшивки фонаря.
Обрушение металлических конструкций фонаря и
сборных ферм произошло в пролете В—Б между осями
46—53 и в пролете В—Г между осями 44—53. По дан-
ным метеорологического бюро, погода в районе строи-
тельства цеха была безветренная, ясная, температура
воздуха 8 °C; взрывных работ вблизи строительной пло-
щадки не производилось.
По заявлению очевидцев, находившихся в районе об-
рушения, авария началась в пролете В—Г и быстро
развивалась в направлении от оси 53 к оси 44. Затем
обрушились конструкции в соседнем пролете Б—В меж-
ду осями 45—53_ Из 12 стропильных ферм, перекрывав-
ших пролет В—Г в пределах температурного блока, во-
семь обрушились, а по две фермы с обоих торцов темпе-
ратурного блока сохранились вместе с частью плит,
т. е. обрушились все стропильные фермы с фонарями
только в пределах фонарного блока. В пролете Б—В
— 64 —
обрушились шесть ферм с фонарями по осям 47—52.
Кроме того, обрушились колонны, расположенные на пе-
ресечении осей Б—47, В—50, Г—50, В—52, и участок
стены по оси Г между осями 49—51.
В результате аварии 14 упавших ферм вместе с ме-
таллическими конструкциями фонарей и плитами покры-
тия оказались разрушенными и непригодными к даль-
нейшему использованию. Характер расположения обру-
шившихся конструкций совпадает с показаниями очевид-
цев относительно возникновения аварии в районе осей
52—53 пролета В—Г, а также распространения ее в на-
направлении к оси 44 и на пролет Б—В.
Особое внимание обращает на себя характер обру-
шения конструкций, падавших в пролете В—Г в сторону
оси 54. Так, торцевая металлическая ферма фонаря по
оси 53, высота которой равна 4 м, вместе с четырьмя
кровельными плитами лежала на сохранившемся бесфо-
нарном участке покрытия — двух фермах с плитами по
осям 53 и 54. Концы переломившихся плит (длиной при-
мерно по 2 м) свисали с верхнего пояса железобетонной
фермы (ось 53) в сторону оси 52, а торцевая ферма фо-
наря, которая была расположена с другого конца фо-
нарного участка, по оси 44, обрушилась вниз.
Колонны на осях В—50 и Г—50 упали внутрь проле-
та В—Г, а колонны на осях Б—47 и В—52 — внутрь
пролета Б—В, разрушившись у фундамента. При этом
колонна В—52 при падении была развернута на 90° по
часовой стрелке.
В пролете Б—В обрушились все конструкции фона-
рей в осях 44—53, причем фермы фонарей по осям
44—45 лежали на железобетонных фермах в направле-
нии оси 54, а торцевая ферма фонаря по оси 53 упала
внутрь цеха.
При осмотре места аварии и обследовании обрушив-
шихся конструкций выявлено следующее. В пролете
В—-Г, который обрушился первым, предусмотренная
проектом металлическая вертикальная крестовая связь
фонаря между осями 44—45 не была смонтирована. Мно-
гие плиты покрытия к верхним поясам фонаря не были
приварены в трех точках, а только прихвачены коротки-
ми швами. Железобетонные бортовые плиты фонаря и
его прогоны остекления в зоне обрушения были уста-
новлены только в нескольких местах.
Крепление средних стоек фонаря к фермам было
выполнено с существенными отступлениями от проекта.
5—843
— 65 —
В связи с тем что в закладных деталях ферм отсутство-
вали специальные болты с гайками, предназначенные
для крепления стоек фонаря, последние крепились к де-
талям ферм только дуговой сваркой, а в ряде случаев
крепление вовсе отсутствовало. При этом был приварен
один из двух опорных уголков средней стойки фонаря,
в результате чего опорная реакция передавалась на этот
узел с эксцентриситетом, а также была снижена жест-
кость сопряжения фонаря с фермами (крепление второ-
го опорного уголка к закладной детали фермы осущест-
вить не представилось возможным, так как расположе-
ние закладной детали не соответствовало расположе-
нию опорных уголков)'. Швы между железобетонными
плитами покрытия не были замоноличены, хотя утепли-
тель укладывался по этому покрытию. По верхним поя-
сам железобетонных ферм, расположенных у торцов фо-
нарей, не были установлены предусмотренные проектом
горизонтальные стальные связи в пределах ширины фо-
наря.
При осмотре опорных частей ферм установлено, что
приварка металлических закладных деталей ферм к ко-
лоннам осуществлялась не по проекту (без крепления
деталей болтами, заложенными в колонны) и не обеспе-
чивала надежного крепления ферм на опорах. В некото-
рых случаях, как, например, на колонне В—52, вообще
отсутствовали следы сварных соединений.
В обрушившейся части цеха подкрановые балки,
обеспечивающие продольную устойчивость каркаса зда-
ния, не были смонтированы. Колонны были замо-
ноличены не на полную высоту стаканов фундамен-
тов.
Защитные слои в обрушившихся колоннах были с од-
ной стороны уменьшены до 5 мм, а с другой увеличены
до 80 мм (например, колонна, стоявшая на пересечении
осей В—52). Возведенные на высоту 8,4 м кирпичные
стены толщиной 380 мм между колоннами оси Г не были
заанкерены к железобетонным колоннам.
Отсутствие вертикальной крестовой связи между
фермами фонаря, существенно ослабленные крепления
стоек металлического фонаря к закладным деталям
верхних поясов железобетонных ферм, отсутствие борто-
вых плит и стальных прогонов остекления, а также недо-
статочная приварка кровельных плит покрытия к верх-
ним поясам ферм фонаря привели к тому, что простран-
ственная жёсткость фонарного блока пролета В—Г,
— 66 -
резко снизилась, а его конструктивная схема преврати-
лась в геометрически изменяемую систему. Обрушение
фонарного блока в пролете В—Г в сторону оси 54 по-
влекло за собой обрушение ферм и двух колонн в этом
пролете, а также обрушение покрытия и двух колонн со-
седнего пролета.
Одновременно комиссия, обследовавшая аварию, от-
метила ряд серьезных нарушений строительных норм и
правил: смонтированные конструкции не были предъяв-
лены к сдаче; отсутствовали акты промежуточной при-
емки готовности возведенного участка здания к произ-
водству последующих строительно-монтажных работ;
не проверялись соответствие конструкций проекту, каче-
ство монтажных работ, правильность установки элемен-
тов конструкций, качество сварки и заделки швов.
При ознакомлении с журналами производства работ
в них не обнаружено ни одной записи или каких-либо
пометок технического надзора заказчика и проектной
организации, что свидетельствует об отсутствии с их
стороны необходимого надзора.
Таким образом, причиной аварии послужило отсутст-
вие пространственной жесткости и устойчивости смонти-
рованных металлических конструкций фонаря, а именно:
отсутствие вертикальных крестовых связей в пролете
В—Г между осями 44—45, бортовых плит и прогонов
остекления фонарей по большинству осей, а также не-
достаточная приварка плит покрытия к фермам фонарей
и существенные отступления от проекта в части крепле-
ния стоек ферм фонаря к стропильным фермам.
5*
Глава II. ОБРУШЕНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
МОНОЛИТНЫХ конструкций
И СООРУЖЕНИЙ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ СИЛОСЫ
Несоблюдения технологических правил бетонирова-
ния сооружений в подвижной опалубке и грубые нару-
шения технических условий на производство строитель-
ных работ имели место в силосных корпусах, построен-
ных за последние годы.
При возведении железобетонных силосных корпусов
и рабочих башен зерновых элеваторов в подвижной опа-
лубке из-за недостаточного надзора и неправильного ве-
дения работ были срывы бетона, места которых своевре-
менно не заделывались качественным бетоном. Наблю-
дался случай, когда под давлением зерна вывалилась
стена силоса элеватора. Отмечены также факты переко-
сов подвижных форм.
На строительстве некоторых силосных корпусов до-
пускаются грубые отступления от проектов в части тол-
щины стенок силосов, количества арматуры, марок бето-
на и т. п. Вследствие всех этих дефектов за последние
годы во многих сданных в эксплуатацию силосных кор-
пусах как с круглыми, так и с квадратными силосами
возникали деформации, порой вызывавшие разрушение
конструкций. Эти деформации возникали как в период
первоначальной загрузки отдельных силосов и силосных
корпусов, так и после длительной их эксплуатации.
В мае 1961 г. произошло обрушение силосного корпу-
са зернового элеватора вместимостью 16 тыс. т, осуществ-
ленного по типовому проекту, разработанному в 1952 г.
Элеватор состоит из трехрядного силосного корпуса
с круглыми силосами диаметром 6 м, высотой 30 м, с
подсилосным этажом и рабочей башней (рис. 20, 21)'.
Все конструкции выполнены в монолитном железобето-
не, причем силосы выполнялись в скользящей опалубке
с применением ручных домкратов. По данным инженер-
но-геологических изысканий, основанием сооружения
служит суглинок с допускаемым давлением на грунт до
0,1 МПа. Грунтовые воды залегают на глубине более
10 м от поверхности земли.
Подсилосный этаж запроектирован в виде нижней
(фундаментной) безбалочной плиты толщиной 60 см и
- 68
20. Зерновой элеватор
21. Силосный корпус (верхний ряд
силосов № 101—108, средний № 201—
— 69 -
верхней (подсилосной) безбалочной плиты толщиной
50 см, опирающейся на колонны. Проектом предусмотре-
но выполнение нижней плиты из бетона марки М ПО, а
верхней плиты и колонн из бетона марки М 140.
Силосы запроектированы со стенками толщиной
16 см из бетона марки М 140, армированными одиночной
арматурой, да исключением участков наружных стенок
на высоте 4,5... 19,5 м, армированных двойной арматурой
(рис. 22).
Установлено, что проект силосного корпуса состав-
лен в соответствии с действовавшей в 1952 г. «Инструк-
цией по проектированию и расчету железобетонных си-
лосов зерновых элеваторов» и не содержит ошибок, ко-
торые могли бы служить причиной или содействовать
возникновению аварии. Строительство элеватора нача-
лось в 1953 г.; рабочая башня была окончена строитель-
ством в 1955 г., а подсилосный этаж — в марте 1956 г.
Бетонирование силосов велось с мая по октябрь
1956 г. на высоту 19 м. Зимой работы не производились,
а за время с мая по сентябрь 1957 г. было закончено бе-
тонирование стенок силосного корпуса. Таким образом,
бетонирование силосного корпуса велось свыше 8 мес с
перерывом на зимний период, в то время как при нор-
мальной работе в три смены корпус должен быть
возведен в течение одного месяца. Такой «метод» про-
изводства работ противоречит основному условию бес-
прерывности возведения сооружений при применении
скользящей опалубки и приводит к многочисленным де-
фектам, в частности к срывам бетона (рис. 23).
Элеватор в декабре 1957 г. был принят государст-
венной приемочной комиссией и сдан в эксплуатацию.
Загрузка элеватора началась в мае 1958 г. Осадка эле-
ватора при загрузке проходила неравномерно. Наблю-
давшийся вследствие разности осадок крен в 4...6 см
в направлении юго-востока (силосов № 101—108)' вы-
правляли увеличенной загрузкой силосов с противопо-
ложной стороны. Общая осадка элеватора составляла
20 см.
В процессе эксплуатации в июне — июле 1960 г. на-
блюдалось отслоение штукатурки силосов № 101—104 и
301—303 слоем высотой 30...40 см, толщиной 20...25 мм
на высоте 4,3...5 м от подсилосной плиты. Ремонт отсло-
ившейся штукатурки производили в июле 1960 г. В де-
кабре 1960 г. было обнаружено интенсивное отслоение
штукатурки на новых участках с отпадением защитного
- 70 -
22. Армирование стен силосов
/ — кольцевая арматура 0 10 мм; 2 —вертикаль-
ная арматура 0 10 мм через 300 мм; 3 — хомут
0 3 мм для связи наружных и внутренних колец
горизонтальной арматуры; 4 — днище силосов;
5 — надсилосное перекрытие
3100	,	3100	,	3080
слоя бетона и оголением арматуры в силосах № 101,
102 и 104 и 301—303. Дальнейшее нарастание деформа-
ций стенок силосов привело к тому, что в феврале 1961 г.
.через сквозные горизонтальные трещины происходила
— 71 —
23. Силосы в процессе бетонирования
утечка зерна. В марте 1961 г. в стенке силоса № 301 об-
разовались вертикальные трещины в зоне отслоения
штукатурки высотой 1...1.2 м с раскрытием 5...6 мм.
За два дня до обрушения силосного корпуса наблю-
далась осадка всех силосов на 25...30 см с креном к си-
лосу № 101. Осадка произошла вследствие разрушения
бетона в зоне происшедших ранее отслоений штукатур-
ки, при этом наблюдалось выпучивание наружу верти-
кальных стержней (образование треугольников).
Для выполнения ремонтных работ силосы освобож-
дали от зерна, к началу мая 1961 г. были загружены
только средние силосы и звездочки.
В середине мая произошло полное обрушение всех си-
лосов в направлении силосов № 101—108.
Характер разрушения стенок силосного корпуса сви-
детельствует об отсутствии монолитности конструкций и
низкой прочности бетона во многих местах стенок сило-
сов. В некоторых силосах и звездочках при производстве
работ происходили сплошные горизонтальные срывы;
бетон на высоте 4,3...5 м был смят на 30.-60 см по вы-
соте и разрушен. В сохранившихся частях стенок сило-
сов № 301 и 308 в местах срывов бетон легко можно бы-
ло разобрать руками. Это объясняется повреждением
бетона в процессе его схватывания скользящими форма-
ми вследствие срыва и нарушения структуры бетона.
— 72 —
Собранные стальные формы для бетонипования сте-
нок силосов имели ряд дефектов и не отвечали требова-
ниям «Инструкции по возведению железобетонных со-
оружений в передвижных формах».
Дефекты стальных форм в основном выражались в
обратной- конусности, способствовавшей образованию
срывов бетона.
Строительные работы производились неудовлетвори-
тельно: из-за отсутствия нужного числа рабочих и меха-
низмов бетонную смесь укладывали в формы неравно-
мерно по периметру силосного корпуса; медленное дви-
жение форм не обеспечивало своевременного отрыва
форм от бетона; крупность щебня в бетоне, укладывае-
мом в формы, достигала 150 мм; некачественное уплот-
нение бетона содействовало образованию большого чис-
ла глубоких раковин и сквозных отверстий; бетон разру-
шался домкратными стержнями; формы очищались нере-
гулярно; срывы бетона во многих случаях заделывались
некачественно и местами шлакобетоном низкой марки;
уход за бетоном в процессе его твердения был неудовлет-
ворительным.
Несмотря на то, что в конце 1960 г. было установлено
аварийное состояние силосного корпуса, срочные меры
для его восстановления приняты не были.
Низкое качество бетона вызвано неудовлетворитель-
ной организацией работ на строительстве силосрого кор-
пуса. Руководство работами по возведению силосного
корпуса элеватора было поручено работникам, не имев-
шим опыта по строительству таких ответственных соору-
жений. Строительство не было обеспечено качественны-
ми стальными формами и необходимыми запасами мате-
риалов, обеспечивающими непрерывность производства
работ.
Анализ причин обрушений отдельных силосов и си-
лосных корпусов, а также деформаций на других подоб-
ных объектах показывает, что основными причинами об-
рушений и деформаций явились: грубые нарушения пра-
вил производства работ по возведению железобетонных
сооружений в скользящих формах; отступления от проек-
тов в процессе строительства; недостаточная квалифика-
ция и отсутствие опыта в строительстве элеваторов у
технического персонала строек; слабый технический кон-
троль со стороны заказчика за соблюдением правил про-
изводства работ.
— 73 —
Анализ обрушений силосов и силосных корпусов по-
казывает, что действительная работа их под нагрузкой
недостаточно изучена: вопросы распределения усилий в
стенках силосов, влияния температурных напряжений,
величины напряжений в нижних зонах силосных корпу-
сов от реакций грунта и ряда других факторов подлежат
дополнительному теоретическому и экспериментальному
изучению.
В связи с происшедшими авариями проводятся науч-
но-исследовательские работы по изучению работы желе-
зобетонных конструкций силосных сооружений, возводи-
мых в скользящей опалубке и из сборного железобето-
на.
В целях повышения надежности силосных сооруже-
ний было признано целесообразным пересмотреть в
1961—1964 гг. на основе изучения аварий и деформаций
силосных корпусов и проведенных научно-исследователь-
ских работ действующие Технические условия проекти-
рования силосов для сыпучих тел с тем, чтобы шире
внедрять в практику строительства силосных сооружений
сборные предварительно напряженные конструкции.
В январе 1965 г. Госстрой СССР утвердил «Указания
по проектированию силосов для сыпучих материалов»,
разработанные (взамен ТУ 124—56) институтами Гипро-
нисельхозом и Ленинградским Промстройпроектом с
участием ЦНИИ строительных конструкций и НИИ бе-
тона и железобетона Госстроя СССР.
Основные отличия этих Указаний от «Технических
условий проектирования силосов для сыпучих тел» (ТУ
124—56) сводятся к следующему: минимальная марка
бетона для силосов монолитных и сборных при обычном
армировании установлена М 200 вместо М 150 по ТУ
124—56, а для сборных силосов с предварительно напря-
женной арматурой — не ниже марки М 300; ввиду осо-
бенности бетонирования конструкций в скользящей опа-
лубке введен коэффициент 0,75 к расчетным сопротивле-
ниям бетона сжатию для стен силосов вместо
коэффициента 0,85, применяемого при расчете монолит-
ных вертикальных конструкций; в нижней зоне наруж-
ных стен силосов введена двойная горизонтальная и вер-
тикальная арматура взамен ранее применяемой одиноч-
ной; минимальная толщина наружных стен круглых
силосов принята 18 см вместо 16 (по ТУ 124—56); в це-
лях снижения горизонтальных давлений на стены наруж-
ных силосов рекомендовано выпускать сыпучие матери-
— 74 —
алы из силосов через смежные «звездочки»; уточнены
значения коэффициентов тиа; для бетона монолитных
силосов должен применяться только портландцемент
марки не ниже 400.
Ту 124—56 пересмотрены с учетом практики проек-
тирования и строительства силосных сооружений за пос-
ледние годы. Было обследовано более 60 зерновых эле-
ваторов, построенных в 1952—1960 гг. Там, где арматура
была поставлена по проекту, вертикальных трещин в
стенках силосов не обнаружено. Это говорит о том, что
количество горизонтальной арматуры, определенное с
учетом коэффициента а = 2 к формуле Янсена, достаточ-
но для восприятия растягивающих усилий в стенках си-
лосов. Обследования показали также, что нет необходи-
мости в усилении армирования внутренних стен и верх-
ней зоны стен силосов. Достаточность коэффициента а =
= 2 для горизонтальной арматуры круглых силосов под-
тверждается также тем, что большое число элеваторов
с круглыми силосами, построенных в тридцатых годах
без учета повышающего коэффициента с расходом арма-
туры 50—55 кг на 1 м3 бетона (например, в Ашхабаде,
Семипалатинске, Алма-Ате и др.), до сих пор нормально
эксплуатируется без ремонта. При этом силосный корпус
в Ашхабаде выдержал землетрясение в 9 баллов.
В процессе пересмотра ТУ 124—56 был произведен
анализ новых теоретических работ по определению дав-
лений сыпучих тел в силосах. Этот анализ был произве-
ден в связи с тем, что среди инженерной общественности
высказывались мнения о том, что формулу Янсена, как
не охватывающую в должной мере явлений, происходя-
щих в процессе загрузки и выгрузки сыпучего материала
из силоса, следует заменить другой, более совершенной.
Были рассмотрены (инж. А. М. Курочкиным) работы
Соколовского, Гениева, Клейна, Платонова, Соловых,
Рембер, Фрелих, Како и др., в которых применяются ме-
тоды предельного равновесия и теории упругости; учиты-
ваются движение сыпучего тела в силосе (Гениев), сни-
жение напряжений в зоне выпуска (Како, Соловых); де-
лаются попытки дать теоретическое обоснование повы-
шению давлений при выпуске. Все указанные работы в
значительной степени расширяют теоретическую базу
вопроса о давлении сыпучих материалов на стенки сило-
сов. Гениев вывел свои формулы исходя из применения
дифференциальных уравнений предельного равновесия.
Фрелих показал применение методов Буссинеска к ре-
— 75 —
шению некоторых вопросов теории давлений в силосах.
Исследования Како, Соловых, Платонова намечают пути
теоретического решения вопроса об увеличении горизон-
тальных давлений при выпуске зерна. При этом выдви-
гается мысль о том, что при выпуске сыпучего материала
напряженное состояние в сыпучей массе в силосе харак-
теризуется обратным соотношением между горизонталь-
ным и вертикальным давлениями, когда горизонтальное
давление больше вертикального. Како сделал попытку
применить решение Ляме. 
Однако следует признать, что пока нет достаточно
убедительного теоретического обоснования увеличений
давлений при выпуске сыпучего материала из силосов и
нужны дальнейшие теоретические и экспериментальные
работы, направленные также на теоретическое обоснова-
ние мероприятий по снижению горизонтальных давлений.
В большинстве упомянутых работ конечные резуль-
таты давлений на стены силосов не отличаются от дав-
лений, вычисленных по формуле Янсена. Поэтому в СН
302—65 оставлена формула Янсена с применением в
случае выпуска сыпучего материала из силоса коэффи-
циента увеличения давлений а и коэффициента условий
работы т.
В 1938—1939 гг. инж. С. Г. Тахтомышев по результа-
там опытов в Баку доказал, что в силосах после открытия
задвижки (при некоторых условиях) зерно опускается
всем столбом, и в этом случае приборы показывают мак-
симальные величины давления на стенки силосов. При
этом С. Г. Тахтомышев высказал мысль о том, что если
будут осуществлены мероприятия, предотвращающие
опускание зерна всем столбом, то при выпуске зерна дав-
ление на стенки не увеличится.
В 1949—1951 гг. инж. В. С. Ким впервые осуществил
установку на модели и в натурных условиях (в силосах)’
дырчатых труб, которые обеспечили течение зерна толь-
ко внутри труб; поток зерна в трубе питается верхним
слоем зерна в силосе, а вся остальная масса зерна в си-
лосе остается, в состоянии покоя. При этих условиях при-
боры не показывают увеличения давления зерна на стен-
ки силоса при выпуске. В дальнейшем В. С. Ким пред-
ложил как один из видов дырчатых труб использовать
звездочки с отверстиями в ее стенах.
В 1962 г. был сдан в эксплуатацию силосный корпус
(с силосами диаметром 3 м) элеватора при комбикор-
мовом заводе в г. Болшеве. В этом корпусе выпуск зерна
— 76 —
через смежные звездочки с целью снижения давления зер-
на осуществлен для всех наружных силосов. В 1964 г.
было замерено горизонтальное давление зерна на стен-
ках наружного силоса при выпуске и перегонке зерна «на
себя», причем замеры полностью подтвердили опыты
В. С. Кима.
В конце 1963 г. ЦНИЛ Гипронисельхоза произвел
аналогичные измерения давления на стенки'силоса диа-
метром 6 м на элеваторе в г. Ельце. В опытном силосе
зерно выпускалось через звездочку, и в этом случае пол-
ностью подтвердились опыты В. С. Кима.
Таким образом, для зерновых силосов вопрос о сни-
жении горизонтального давления на стенки силосов при
выпуске зерна через звездочку практически решен. В свя-
зи с этим в утвержденных Госстроем СССР Указаниях
дается рекомендация об использовании полученных ре-
зультатов при проектировании силосов, так как при этом
в значительной мере повышается надежность железобе-
тонных силосов.
Как было указано, за 1959—1963 гг. была обследова-
на большая группа силосных корпусов постройки 1950—
1961 гг. Основным дефектом этой группы являются тре-
щины и деформации бетона по горизонтальным плоско-
стям. Эти дефекты являются следствием применения не-
правильно собранной опалубки, некачественного бетона,
медленного движения подвижных форм, частых срывов
бетона. В результате этого качество работ по сооруже-
нию силосных корпусов в скользящей опалубке за пос-
ледние годы резко ухудшилось.
Учитывая, что основные дефекты силосов, построен-
ных за время 1950—1961 гг., объясняются низким каче-
ством строительных работ, СН 302—65 предусмотрены
требования по повышению надежности сооружений. Ми-
нимальная марка бетона принята М 200, при этом учи-
тывается особенность укладки бетона в скользящую опа-
лубку, в связи с чем расчетное сопротивление бетона на
сжатие умножается на коэффициент 0,75. Усилены го-
ризонтальная и вертикальная арматуры нижней зоны
стен наружных силосов, а толщина наружных стен сило-
сов диаметром 6 м увеличена с 16 до 18 см.
Вопросы повышения качества элеваторостроения в
настоящее время стоят очень остро: необходимо специа-
лизировать организации по возведению силосных корпу-
сов, закрепить постоянные квалифицированные кадры,
повысить технологическую дисциплину, усилить конт-
— 77 —
роль со стороны заказчика, а также авторский надзор со
стороны проектных организаций и др.
Научно-исследовательские и проектные институты за
последние годы провели значительные работы по совер-
шенствованию технических решений силосных сооруже-
ний. Эти работы выполнялись и выполняются Ленинград-
ским Промстройпроектом, Гипронисельхозом, Промзер-
нопроектом, НИИ бетона и железобетона Госстроя СССР
и др.
В целях повышения качества монолитных железобе-
тонных конструкций Госстрой СССР утвердил новую
главу СНиП III-15-76 «Бетонные и железобетонные мо-
нолитные конструкции. Правила производства работ», в
которой повышены требования по возведению железобе-
тонных сооружений в скользящей опалубке.
В настоящее время в большом объеме осуществляет-
ся строительство сборных силосных сооружений.
В главе СНиП П-91-77 «Сооружения промышленных
предприятий» указывается, что при проектировании си-
лосных корпусов следует, исходя из технико-экономиче-
ской, целесообразности и конкретных условий строитель-
ства, предусматривать применение монолитного железо-
бетона (при возведении индустриальными методами) или
сборного железобетона (из унифицированных изделий).
Следует отметить, что в сборных силосных сооруже-
ниях не исключено раскрытие стыков при неравномерных
осадках вследствие различных загрузок отдельных сило-
сов, неоднородности грунтов оснований и других причин.
Кстати, из теории надежности известно, что надежность
строительных систем из последовательно соединенных
элементов меньше надежности каждого из элементов,
взятых в отдельности, поэтому с увеличением числа эле-
ментов надежность системы быстро падает. В целях
обеспечения надежности и долговечности силосных соо-
ружений наиболее оптимальным решением является вы-
полнение их из монолитного железобетона или макси-
мально укрупненных объемных блоков.
С учетом имевших место обрушений силосных соору-
жений для хранения зерна проводились научно-исследо-
вательские и экспериментальные работы по совершенст-
вованию проектных решений, методов определения гори-
зонтальных давлений сыпучих материалов ' на стены
силосов и других положений. На основе результатов этих
работ ЦНИИпромзернопроектом Минзага СССР с уча-
стием института Гипронисельхоз Минсельхоза СССР бы-
— 78 —
ла разработана и Госстроем СССР в 1977 г. утверждена
«Инструкция по проектированию элеваторов, зерноскла-
дов и других предприятий, зданий и сооружений по обра-
ботке и хранению зерна».
В 1954 г. на цементном заводе произошло обрушение
монолитного железобетонного силоса, полностью загру-
женного пластифицированным цементом в количестве
2600 т.
Силосный корпус (рис. 24), состоящий из 12 цилин-
дрических силосов, был построен по типовому проекту,
разработанному в 1950 г. Проектом предусматривалось
возведение цементных силосов из двух групп по 6 сило-
сов в каждой группе. Высота силоса от днища до верха
26,7 м; внутренний диаметр 9,5 м; толщина стенки 18 см;
бетон марки М 140. Армирование стенок силоса запро-
ектировано из двойной гладкой арматуры в виде отдель-
ных стержней с крюками.
Строительство силосов осуществлялось в 1951—
1953 гг. и велось в две очереди. В первую очередь за
1951 —1952 гг. была возведена первая группа из 6 сило-
сов: № 4, 5, 6, 13, 14 и 15. Во вторую очередь за 1952—
1953 гг. была возведена вторая группа также из 6 сило-
сов: № 7, 8, 9, 10, 11 и 12. Силосы бетонировались с при-
менением общей подвижной опалубки обычного типа.
Приемка в эксплуатацию первой очереди корпуса из
6 силосов была произведена в ноябре 1952 г., приемка
второй очереди также из 6 силосов — в сентябре 1953 г.
Для разгрузки цемента из силосов на цементном за-
воде была принята пневматическая система Проха. Эта
система основана на подаче воздуха от компрессоров в
воздушные каналы, проходящие по дну силоса в виде
«елки», покрытые сверху пористыми плитками. Воздух
проникает в цемент через микроскопические отверстия в
плитках, и в ближайшей к плиткам среде нарушает угол
внутреннего трения цемента, который течет под углом до
4° к горизонту. Отработанный воздух проходит через
толщу цемента и выходит в атмосферу через люки в пе-
рекрытии над силосной галереей. При разгрузке цемент
опускается плавно по всему сечению силоса, образуя не-
большую вогнутость.
Цемент из силосов выгружается через боковые или
донные отверстия по гибким трубам.
Авария силоса № 7, по сообщению очевидцев, прои-
зошла при следующих обстоятельствах. Утром в день
аварии было обнаружено, что боковое отверстие для вы-
— 79 —
34,00
А-А
У,OB U,00 Я,00
80 —
грузки цемента с внутренней стороны закрыто куском
древесины. В связи с этим для выгрузки цемента приш-
лось использовать одно из двух донных выпускных от-
верстий. Погрузка цемента была произведена в два ва-
гона: в один 40 т, в другой 50 т и был подан под погруз-
ку третий вагон. В этот момент раздался громкий треск,
и место аварии заволокло облако цементной пыли.
От силоса № 7 уцелела нижняя часть на высоту 3,5...
4,5 м от верха плиты днища и вся подсилосная часть. В
колоннах и в днище этого силоса деформации при ос-
мотре не были выявлены. В повисших обломках силоса
обнаружена разорванная арматура с шейками разрыва
на ее концах. Местами имелись также разогнутые крю-
ки на оголенных стержнях гладкой арматуры.
При обрушении силоса № 7 был поврежден соседний
силос № 8, у которого на высоте около 5 м оказалась
пробоина стенки шириной примерно 7 и высотой 5 м. На
смежном силосе № 12 замечены следы скольжения об-
ломков силоса № 7, на стенках силосов № 6, 8, 9, 12, 13
и 14 — трещины. Наибольшее число трещин имелось на
стенках силосов № 8 и 12, которые, кроме того, имели
резко выраженные выпучины в сторону боковых выпуск-
ных отверстий.
В силосе № 12 трещины начинались с отм. 4 м от дни-
ща и продолжались до высоты 16 м, имея различную
длину и наибольшее раскрытие до 12 мм на отм. 11...12 м.
Расстояние между трещинами составляло 100...400 мм
и более. В силосе № 8 особо крупные трещины были на
высоте 11...16 м от днища с раскрытием до 10 мм и рас-
стоянием между ними 150...400 мм и более. На силосах
№ 6, 9, 13 и 14 число трещин было сравнительно неболь-
шим, и раскрытие их не превышало 1 мм.
Трещины стенок силоса № 12 были замечены в июне
1954 г. по пылению цемента в период его загрузки и раз-
грузки. В заключении проектной организации и ОКСа
завода в июне 1954 г. указывалось на необходимость вы-
явления причин образования трещин путем вскрытия ар-
матуры и разработки проекта усиления силоса. Эти ме-
роприятия остались невыполненными, а для устранения
24.	Силосный корпус
/ — железобетонная фундаментная плнта; 2—колонны; 3 — подсилосная пли-
та; 4 — боковые выходные отверстия; 5 — тощий бетон; 6 — стенки силоса;
7 — надсплосная галерея; 8 — железнодорожные пути; 9 — обрушившийся си-
лос № 7
6—843
— 81 —
пыления трещины неоднократно замазывали цементным
раствором.
Для проверки соответствия построенных силосов про-
екту и оценки качества проведенных работ в силосах
№ 7, 8, 10, 12, 13 и 14 была вскрыта арматура и опробо-
ван бетон с помощью молотка и зубила. Были произведе-
ны замеры сечений уложенных стержней арматуры и
расстояний между ними, толщины стенок силосов с опи-
санием и зарисовкой трещин.
В результате установлено, что в процессе строитель-
ных работ были допущены значительные отступления от
проекта: кольцевая арматура была уложена в количест-
ве, значительно меньшем проектного; толщина стенок в
отдельных случаях составляла 15,5... 16 см вместо 18 см.
Качество бетона, уложенного в сооружение, признано
удовлетворительным.
С наружной стороны уцелевшей части стенки силоса
№ 7 была вскрыта кольцевая арматура в штрабе высо-
той 3,5 м. Эквивалентное сечение установленной армату-
ры составило 82 % проектного.
По замерам сечений арматуры и расстояний между
стержнями в повисшем обломке стенки силоса № 7, от-
носящемся ко второй зоне армирования (местоположе-
ние обломка определено по длине сохранившейся вер-
тикальной арматуры)’, выявлено, что количество армату-
ры составило 53 % проектного. Отмечено также, что в
той же зоне армирования силоса № 12, находящегося в
аварийном состоянии, количество арматуры составляло
59 % проектного.
В пробоине силоса № 8 обнаружено, что наружная и
внутренняя арматура расположена равномерно и коли-
чество ее составляет 57 % проектного. По наружной
штрабе в нижней половине этого же силоса количество
арматуры составило 51,5 % проектного. В силосе № 10
была вскрыта наружная арматура в трех штрабах на
высоту до 5,32 м в нижней трети стенки силоса. Количе-
ство арматуры составило 49...58 % проектного.
В силосе № 12, который находился в аварийном со-
стоянии и по своим эксплуатационным условиям анало-
гичен обрушившемуся силосу № 7, путем пробивки бо-
розды была вскрыта наружная арматура по всей высоте
силоса и внутренняя арматура в третьей зоне на высоту
2,65 м. Замерами установлено, что в средней зоне сило-
са высотой 5 м количество арматуры составило 40 %'
проектного. В этой наиболее напряженной зоне силоса
— 82 —
вместо проектной арматуры диаметром 14 мм с шагом
11 см была уложена арматура диаметром 10 мм с шагом
20...25 см. В нижней половине силоса № 13 (из группы
силосов первой очереди строительства) количество ар-
матуры составило 67 % проектного для второй зоны и
92 % — Для первой зоны. В силосе № 4 той же группы
силосов в наружной штрабе высотой 2,73 м в нижней по-
ловине силоса количество арматуры составило 89 % про-
ектного.
Таким образом, в силосах обнаружено недостаточное
количество арматуры по сравнению с проектным, особен-
но в силосах второй очереди строительства (силосы № 7,
8, 10 и 12).
В силосе № 12 в средней (третьей) зоне, где количе-
ство арматуры составляло 40 % проектного, коэффициент
запаса прочности был меньше единицы вместо коэффици-
ента 2, установленного нормами, так как по характеру
деформаций силоса № 12 можно установить, что арма-
тура работает за пределом текучести.
Силос № 12 не обрушился только потому, что с мо-
мента ввода в эксплуатацию его полностью не заполняли
цементом. К моменту разрушения силоса № 7 силос № 12
был заполнен только на 60 % объема.
При выяснении причин аварии силоса № 7 кроме
грубых отступлений от проекта при армировании сило-
сов был установлен целый ряд нарушений правил про-
изводства работ. Так, в процессе производства работ до-
пускали длительные перерывы (до 2,5 мес) при бетони-
ровании стенок силоса в подвижной опалубке. Укладку
арматуры производили не по шаблону и без должного
контроля, в результате чего расстояние между стержня-
ми местами достигало 57 см вместо 10...12 см по проек-
ту. Испытание образцов бетона производили нерегуляр-
но. Например, при возведении второй группы силосов
проведено всего шесть испытаний кубиков, т. е. на
900 м3 уложенного бетона было испытано 12 кубиков
при норме 18. Журнал по производству работ при возве-
дении силосов заполнялся нерегулярно с перерывами до
3 мес. Так, с 26 июня по 8 августа и с 21 августа по 20
ноября 1952 г. записей в журнале не было. Акты на скры-
тые работы по укладке арматуры не обнаружены. Стро-
ительные работы по возведению силосов производились
под руководством работников, не имевших высшего тех-
нического образования и необходимого практического
опыта.
6*	— 83 —
Приемка силосного корпуса в эксплуатацию была
произведена с нарушением правил эксплуатации цемент-
ных заводов, по которым для обеспечения равномерной
осадки силосов их необходимо перед эксплуатацией пол-
ностью загрузить.
Проверочный расчет армирования стен силосов, при-
нятого в проекте, показывает, что давление цемента на
стенки силоса определено по формулам Янсена — Кене-
на с поправочным коэффициентом 1,5. Комиссия отмети-
ла, что до 1952 г. не было нормативных указаний о
порядке учета нагрузок при расчете цементных сило-
сов.
Следует отметить, что в процессе эксплуатации были
случаи засорения выпускных отверстий из силосов вслед-
ствие того, что в них из верхней галереи попадали куски
древесины, комья слежавшейся цементной пыли и т. п.
Чтобы улучшить выход цемента, повышали давление
для подачи увеличенного количества воздуха, причем
давление подаваемого воздуха из воздушной системы не
контролировалось. Выходные клапаны воздухопроводов
не были опломбированы.
Бесконтрольная подача воздуха в силосы может при-
вести к такому добавочному давлению на стенки силоса,
которое не учитывается в расчетах. Возможны также
обрушения внутри силоса зависающих масс цемента,
особенно если перед выгрузкой он долго хранился.
Так как к моменту прибытия комиссии Госстроя
СССР на место аварии основная масса обломков обру-
шившегося силоса № 7 была убрана и их осмотр на ме-
сте свалки не позволил выявить принадлежность каждо-
го из них к соответствующей зоне армирования, комис-
сия при определении причин аварии учла только
результаты изучения состояния сохранившихся силосов.
По конструкции, условиям строительства и эксплуатации
эти силосы были аналогичны обрушившемуся силосу №7,
а силос № 12 находился в аварийном состоянии; это по-
зволило провести тщательное наблюдение и обследова-
ние.
На основании результатов обследования оставшейся
части силоса № 7 и обломка его стенки, а также осмот-
ров, замеров и расчетов сохранившихся силосов установ-
лено, что обрушение силоса № 7 произошло вследствие
того, что количество арматуры в стенках силоса оказа-
лось недостаточным для восприятия усилий от эксплуа-
тационных нагрузок. В результате отступлений от про-
— 84 —
екта, особенно при строительстве силосов второй группы,
количество уложенной арматуры в стенках силосов мес-
тами составило 40 % проектного.
Засорения выходных отверстий, допущенные в про-
цессе эксплуатации, и бесконтрольная подача воздуха
в силос привели к повышению давления внутри силоса
и увеличению напряжений в арматуре.
Некоторое уменьшение количества арматуры было
обусловлено проектом, разработанным в 1950 г., когда
коэффициент увеличения давления к формулам Янсена—
Кенена был принят равным 1,5.
До 1948 г. для расчета цементных силосов пользова-
лись формулами Янсена—Кенена, по которым определя-
ли вертикальное и горизонтальное давления в силосах,
загруженных цементом. При этом основными параметра-
ми для определения давления принимали: угол внутрен-
него трения для цемента <р=30° и коэффициент трения
цемента по бетону f=0,58. Диаметр силосов принимался
равным 11м при высоте силосов 22 м. Силосы связыва-
ли между собой попарно и располагали в один ряд. В
середине между парными силосами строили упаковоч-
ную и лестничную клетки. Цемент выгружали цепными
элеваторами или через донную галерею, оборудованную
шнеками. Толщина стенок силосов принималась равной
18 см при армировании их кольцевой сеткой из армату-
ры в один ряд с перепуском стыков на 20 диаметров. Бе-
тон для стенок принимали марки М110. По проекту с
такими данными, в то время типовому, было построено
много силосов на цементных заводах.
Примерно с 1930 г. для разгрузки цемента из сило-
сов начали применять пневматическую систему Проха,
основанную на принципе инжектации цемента с приме-
нением сжатого воздуха. При этом происходит односто-
ронняя выгрузка цемента с мертвыми остатками до 30%,
возможны обвалы цемента. На одном цементном заводе
произошла авария силоса с выпадением участка перед-
ней стенки силоса и обрушением перекрытия вследствие
образования вакуума.
В 1929—1935 гг. были запроектированы и построены
силосные корпуса, состоящие из шести соединенных
между собой силосов, размещенных в два ряда. Диаметр
силосов 11 м, высота 22...26 м. Толщина стенок банок
18 см, армирование стенок производилось одиночной и
двойной (в 1935 г.)' кольцевой арматурой с перепуском в
стыках на 20 и 40 (в 1935 г.) диаметров. Марка бетона
— 85 —
для стенок принята в проекте М110. Для выгрузки це-
мента проектом предусмотрено разгрузочное днище,
опертое на девять колонн внутри каждого силоса с само-
стоятельной фундаментной плитой.
В 1937 г. были построены три железобетонных силоса
диаметром 15 м, высотой 22 м с толщиной стенок 25 см.
В 1938—1939 гг. были построены ' восемь силосных
корпусов для цемента. Силосы — отдельно стоящие на
общей подсилосной железобетонной плите. Плита под
каждым силосом поддерживается восемью колоннами,
расположенными по периметру силоса, и одной централь-
ной колонной. Фундаменты представляют сплошную же-
лезобетонную плиту. Силосы имеют диаметр 10 м при
высоте 22 м. Толщина стенок 18 м, армирование двой-
ное с перепуском арматуры в стыках на 40 диаметров.
Бетон марки М 170.
При строительстве цементных заводов в 1946—1952 гг.
были использованы типовые проекты силосов диамет-
ром 8 м, высотой 18 м, по которым до 1941 г. построены
силосы для помольных установок цемента.
В 1948 г. Гипроцемент выпустил типовой проект кор-
пуса на 10 силосов для цемента. Корпус представляет
собой слитные силосы в два ряда на общей подсилосной
железобетонной плите. Плита под каждым силосом под-
держивается восемью колоннами, расположенными по
периметру силоса, и одной центральной колонной. Фун-
даменты представляют собой сплошную железобетонную
плиту с кольцевыми балками. Диаметр силосов 10 м,
высота 24 м, толщина стенок 18 см. Армирование приня-
то двойное с перепуском арматуры на стыках на 40 диа-
метров. По этому проекту выстроены силосные корпуса
на многих цементных заводах.
При расчете арматуры силосов в формулу Янсена —
Кенена был введен поправочный коэффициент 1,5 на ос-
новании рекомендаций канд. техн, наук Б. А. Петрова.
В 1952 г. на основе работ канд. техн, наук С. Г. Тахта-
мышева были утверждены разработанные ЦНИПСом
«Указания по учету эксплуатационных нагрузок при про-
ектировании силосов», которые установили к формуле
Янсена — Кенена поправочный коэффициент, равный 2,
принимаемый при определении давления на нижние две
трети силоса. Этот поправочный коэффицинт был обос-
нован данными исследований эксплуатационных давле-
ний, а также результатами изучения причин повреждений
силосов за последние годы.
- 86
В 1956 г. на основе работ ЦНИПСа и Промзернопро-
екта с учетом данных обрушения силоса № 7 на цемент-
ном заводе Госстрой СССР выпустил общесоюзные «Тех-
нические условия проектирования силосов для сыпучих
тел», которые регламентировали проектирование сило-
сов для сыпучих тел с расчетом по методике предельных
состояний, заложенных в СНиП. Поправочный коэффи-
циент к формуле Янсена—Кенена для определения дав-
лений был принят также равным 2.
На основе материалов аварий силосов Техническими
условиями устанавливались специальные требования по
производству и приемке строительных работ при возве-
дении силосов, направленные на обеспечение необходимо-
го качества работ. Введен специальный контроль за ус-
тановкой арматуры путем выборочного просвечивания
стенок силосов или пробивки борозд.
Возвращаясь к аварии силоса № 7, следует отметить,
что в связи с недостаточным количеством арматуры в
стенках силосов комиссия Госстроя СССР считала, что
все силосы № 4—6 и 8—15 не могли эксплуатироваться
на полный объем без их усиления и выполнения соответ-
ствующих мероприятий по ликвидации последствий ава-
рии. Эксплуатация силосов № 4, 5, 6, 13, 14 и 15 первой
очереди строительства до усиления могла быть допуще-
на при условии использования не более 75 % их объема.
Силосы № 8, 9, 10, 11 и 12 до проведения работ по их
усилению к эксплуатации были непригодны.
Проектная организация разработала проекты восста-
новления силоса № 7 и усиления всех остальных сило-
сов. Силос № 7 был восстановлен из монолитного желе-
зобетона с толщиной стенки 18 см (рис. 25 и 26), с коль-
цевой арматурой периодического профиля диаметром 12..
16 мм и продольной гладкой арматурой диаметром 12 мм.
Нижняя часть силоса на высоту 3,5 м была обетониро-
вана обоймой толщиной 16 см.
Кольцевую арматуру для смешения укладывали на
специальные вспомогательные сварные каркасы, которые
фиксировали ее проектное положение.
Все остальные силосы усиливали стальными обечай-
ками, устанавливаемыми на расстоянии 6 см от сущест-
вующих стенок силоса. Эти промежутки заполняли бе-
тоном марки М 140 с тщательным вибрированием
'(рис. 27).
Стальные обечайки высотой 1,5 м по окружности со-
ставляли из четырех элементов с сопряжением их бол-
— 87 —
25.	Восстановление силоса № 7
/ — восстанавливаемый силос; 2 — усиливаемые силосы;
3 — ось силоса; 4 — существующие стенки силоса № 7 на
высоту 3,5 м; 5 — стенки существующего усиливаемого
силоса; 6—арматурный каркас; 7 — каркасы через
3970 мм по кольцу наружной арматуры; 8— каркасы че-
рез 3860 мм по кольцу наружной арматуры
/М
26.	Армирование стенок восстановленного снлоса № 7
а — вертикальное сечение стенкн; б — стыки вертикальной арматуры; в
ма вертикальных каркасов
тами через приваренные к листам обечаек уголки. Обе-
чайки сваривали вертикальными и горизонтальными
швами толщиной 4 мм. К обечайкам между силосами по
— 89
27.	Усиление оставшихся силосов
а —схема силосов; б — общий вид усиливаемого силоса; в — поперечный раз-
рез силоса; г — деталь подбетонкн; / — разрушенный силос; 2 — существую-
щая железобетонная стенка снлоса; .3 — металлическая обечайка; 4 — ребра
толщиной 10 мм через 1000 мм; 5 — болт 0 16 мм; 6 — отверстие; 7 — бетон
марки М 140; 8— усы 0 6 мм, приведенные к нижним листам через 500 мм
— 90
их осям на всю высоту приваривали диафрагмы из сталь-
ных листов толщиной 12 мм с горизонтальными ребрами
толщиной 10 мм через 1 м по высоте. На усиление 11 си-
лосов стальными обечайками было израсходовано 500 т
стального листа.
ШЕДОВОЕ ПОКРЫТИЕ
МЕЛАНЖЕВОГО КОМБИНАТА
В 1956 г. произошло обрушение части монолитного
железобетонного шедового покрытия меланжевого ком-
бината площадью 5 тыс. м2.
Строительные работы по возведению комбината были
начаты в 1952 г. К моменту обрушения из общей площа-
ди комбината около 60 тыс. м2 цехи площадью 14 тыс. м2
эксплуатировались с III квартала 1955 г., в цехах пло-
щадью 12 тыс. м2 монтировалось оборудование, на пло-
щади 4 тыс. м2 велись отделочные работы и на площади
30 тыс. м2 было выполнено только шедовое покрытие и
сложены наружные ограждающие стены.
Покрытие комбината было запроектировано шедовым
монолитным в виде железобетонных оболочек двоякой
кривизны с сеткой колонн 12x21 м. Проект меланжевй».
го комбината был разработан специализированной про*
ектной организацией в 1951 г. и предусматривал разме-
щение всех производственных цехов в одноэтажном кор-
пусе под одной кровлей.
Прежде чем перейти к описанию причин обрушения
шедового покрытия, следует коротко остановиться на ис-
тории внедрения этого интересного с технической точки
зрения решения покрытия.
Тонкостенные двояковыпуклые железобетонные кон-
струкции могут перекрывать большие пролеты при весь-
ма малом расходе материалов (металла, цемента). Од-
нако в одноэтажном промышленном строительстве до
1950 г. эти конструкции почти не применялись, так как
такие конструкции, как пространственные, выполнялись
до последнего  времени из монолитного железобетона.
Учитывая сложную форму поверхности из-за двоякой
кривизны, конструкции возводились в стационарной опа-
лубке с применением коренных лесов, требующих боль-
шого расхода вспомогательных материалов (леса и ме-
таллических креплений)', т. е. методами, совершенно не
отвечающими современным требованиям индустриализа-
ции строительных работ.
— 91 —
J/роем KOO
29. Оболочка
/ — колонны; 2 — крайний бортовой элемент; 3 — затяжка диафрагмы; 4-^под-
вески; 5 — средний бортовой элемент; 6 — оболочка; 7 — арка диафрагмы
— 92
В течение 1950—1956 гг. на предприятиях легкой про-
мышленности был построен ряд промышленных корпусов
с применением большепролетной шедовой конструкции с
сеткой колонн 12X21 м из монолитного железобетона с
оболочками двоякой кривизны (рис. 28, 29). Эта конст-
рукция удачно решила задачу замены металлических
конструкций железобетонными при больших пролетах.
Ячейка конструкции представляет собой оболочку по-
ложительной гауссовой кривизны, окаймленную четырь-
мя криволинейными краевыми элементами и опирающу-
юся на колонны с сеткой 12x21 м. Верхний криволиней-
ный элемент—арка пролетом 21 м—соединен четырьмя
подвесками с нижним краевым элементов оболочки, слу-
жащей затяжкой соседней ячейки, образующей так назы-
ваемую диафрагму. Затяжка развита по высоте и явля-
ется подфонарной стенкой. Между обоими элементами
диафрагм расположено остекление шеда. В направлении
12-метрового пролета расположены бортовые элементы.
Очертание оболочки после подробного анализа было
принято по поверхности трехосного эллипсоида, не име-
ющего отрицательной гауссовой кривизны, что обеспечило
оптимальное напряженное состояние оболочки и дало
возможность довести ее толщину до минимальных раз-
меров (5...6 см), которые практически доступны при про-
изводстве работ. Расчет оболочки был произведен с уче-
том изгибающих и крутящих моментов и совместной ее
работы с краевыми элементами.
Поскольку комплексная задача для оболочки с диаф-
рагмой до настоящего времени не решена, усилия в диа-
фрагмах определялись из расчета ее как рамы с криволи-
нейными ригелями, загруженной секущими усилиями от
оболочки. Полученные из этого расчета усилия в оболоч-
ке и диафрагмах вследствие указанных выше упрощений
расчета были заведомо преувеличены, а поэтому можно
предположить, что конструкция в целом будет обладать
повышенной надежностью.
Учитывая новизну конструкции, проектировавшейся
и применявшейся на практике впервые, было произведе-
но широко поставленное теоретическое и натурально-эк-
спериментальное исследование конструкции, задачей ко-
торого было выявление действительного характера ра-
боты сооружения в целом и возможность его облегчения.
Ответ на этот вопрос мог быть получен только на ос-
нове натурных испытаний конструкций, так как сущест-
вующие в настоящее время методы расчета не могли в
— 93 —
полной мере решить эту задачу. Испытание конструкции
шедового покрытия было произведено в 1950 г. путем за-
гружения четырех ячеек в двухпролетной секции строя-
щегося корпуса. Конструкции покрытия оболочки в обеих
опытных ячейках были при испытании доведены до раз-
рушения. Разрушение наступило при заливке ящиков
водой на высоту 1,6 м, что с массой ящиков создавало
общую нагрузку 4600 кН на обе ячейки, а с учетом соб-
ственного веса конструкций разрушающая нагрузка со-
ставила 5800 кН. По отношению к расчетной нагрузке,
равной 4000 кН/м2, запас прочности оболочек оказался
равным 2,9. Разрушение оболочек характеризовалось в
основном раздроблением и срезом бетона на угловых
участках под действием сил сдвига и сжатия и отрывом
от верхнего пояса диафрагмы.
К моменту разрушения оболочек бортовые элементы
и диафрагмы, как показали измерения, имели еще отно-
сительно малые деформации и напряжения. Таким обра-
зом, запас прочности диафрагм и бортовых элементов
был, очевидно, значительно выше запаса прочности обо-
лочек.
Для установления возможного облегчения диафраг-
мы ее ослабили путем разрезки автогеном части рабочей
арматуры. После этого производилось дальнейшее за-
гружение конструкции по рядам ящиков, подвешенных в
непосредственной близости к диафрагме и удаленных от
мест разрушения оболочек. Таким путем нагрузка на
диафрагму была значительно повышена, однако и при
этом диафрагма не разрушалась.
Измерение прогибов показало большую жесткость
конструкции. При расчетной нагрузке прогиб оболочек в
середине был равен всего лишь 6 мм, прогиб бортовых
элементов составлял 3...4 мм, т. е. 1/4000...1/3000 пролета,
а прогиб диафрагмы—10 мм, т. е. 1/2100 пролета.
Измерения позволили установить, что распределение
усилий в конструкции, как и предполагалось, для диа-
фрагм и бортовых элементов значительно благоприятнее,
чем было принято в предварительном расчете. Хотя при
испытании было обнаружено, что конструкция обладает
коэффициентом запаса, превышающим нормативный, об-
легчению подверглись главным образом диафрагмы и
бортовые элементы, а также армированные вблизи них
оболочки.
Размеры конструкций для меланжевого комбината с
учетом данных испытаний были приняты следующие:
— 94 —
30. Опалубочный агрегат
с —общий вид; б—г — схемы работы; д — агрегат перемещается на новую
позицию; / — база агрегата; 2 — песочные домкраты (опущены); 5 — шарнир;-
4 — верхнее строение (опалубка)
толщина оболочки 5 см с утолщением до 10 см в местах
примыкания к диафрагмам и до 20 см в местах примы-
кания к бортовым элементам; сечение бортовых элемен-
тов 20X70 см, верхнего криволинейного элемента — арки
диафрагмы 25X40 см, подфонарной стенки — затяжки
15X60 см посередине и 15X250 см на опорах. Бетон при-
менялся марки М200. Приведенная толщина всей конст-
рукции на 1 м2 площади пола около 12 см.
Конструкция возводилась механизированным агрега-
том опалубки нового типа, обслуживающим сразу одну
ячейку в целом и без разборки перемещаемым в новую
позицию (рис. 30).
Верхнее строение агрегата состоит из ряда металли-
ческих ферм, по которым уложены деревянные прогоны
и деревянная опалубка из двух перекрестных слоев теса,
очертание которой соответствует поверхности оболочки.
Это строение покоилось на четырех металлических ко-
лоннах. К двум задним колоннам оно прикреплено непод-
вижными шарнирами. Опирание на передние колонны
осуществляется через съемные траверсы.
При удалении траверс возможно опускание переднего
конца верхнего строения при помощи системы канатов и
блоков, приводимых в действие лебедкой, с вращением
верхнего строения вокруг неподвижного шарнира у зад-
них колонн. Колонны покоятся на базе агрегата, пред-
ставляющей систему перекрестных ферм. На этой же
базе установлены лебедки для опускания и подъема аг-
регата и перемещения его в горизонтальном направлении.
— 95 —
База агрегата опирается на четыре тележки, установлен-
ные на рельсовые пути.
При установке в рабочее положение агрегат с по-
мощью винтовых домкратов приподнимается с тележек и
устанавливается на песочные домкраты с ходом 10 см,
чтобы вес нагруженного свежим бетоном агрегата не
передавался тележке.
Была принята следующая схема работы агрегата.
После установки агрегата в рабочее положение бетониру-
ется целиком вся конструкция первой ячейки, за исклю-
чением подфонарной стенки (затяжки). Эта стенка арми-
рована гибкой арматурой. Подфонарная стенка бетони-
руется совместно с оболочкой второй ячейки.
Подвеска, соединяющая верхний краевой элемент
первой ячейки с нижним краевым элементом второй ячей-
ки, устанавливается перед бетонированием последней.
При распалубливании каждой ячейки после спуска пе-
сочных домкратов агрегат под влиянием собственного ве-
са отрывается от бетона и садится на тележки.
После частичного поворота верхнего строения, осуще-
ствляемого лебёдкой, агрегат перемещается назад и вы-
водится за пределы подфонарной стенки (затяжки). Пос-
ле этого опалубка поворачивается далее до полного вы-
хода ее из габаритов конструкции и перемещается вперед
в новую позицию.
Существенным достоинством, отличающим этот тип
подвижной опалубки от опалубки обычного типа, являет-
ся то, что она вместе с механизмами перемещения закон-
струирована как единый укрупненный механизированный
агрегат, предназначенный для бетонирования целой ячей-
ки конструкции.
Так как данный агрегат предназначался для больше-
пролетных ячеек (каждая площадь свыше 250 м2), эффект
от применения единого механизированного укрупненного
агрегата, сокращающего число операций по установке и
передвижке опалубки, был весьма существенным и спо-
собствовал скоростному возведению сооружения при
минимальных трудовых затратах.
Весь цикл строительных работ, начиная с установки
агрегата в рабочее положение до передвижения его на
следующую позицию, по опыту строительства опреде-
лялся в летнее время в 10 рабочих дней. При этом не
принимались меры по ускорению твердения бетона. Рас-
палубка производилась при достижении бетоном куби-
ковой прочности.
— 96 —
Для индустриализации арматурных работ армирова-
ние конструкций производилось сварными каркасами.
Число типов их по мере освоения конструкции на произ-
водстве сокращалось и в конечном счете свелось только
к пяти типам каркасов массой 40...470 кг, армирующих
всю конструкцию, кроме собственно оболочки.
Сопряжение каркасов между собой осуществлялось
путем перепуска специальных петель по типу стыков
проф. Г. П. Передерия, применявшихся в мостостроении
(рис. 31) без сварки на месте.
Оболочки меланжевого комбината, где произошло
обрушение части шедового покрытия в направлении
пролета 21 м, спарены и имеют через каждые 42 м тем-
пературные швы в виде парных колонн или коридоров
шириной 5 м, перекрытых сборными элементами. В на-
правлении 12-метрового пролета при наличии в этом на-
правлении 16 пролетов, т. е. на длину 192 м, покрытие не
имеет температурных швов (рис. 32).
Несмотря на неудачную форму «темного ската» в ви-
де эллипсоидальной оболочки, устойчивость которой, как
известно, несравненно ниже устойчивости оболочки с по-
верхностью кругового очертания в главных направлени-
ях, надежность такой оболочки при пролетах 12x21 м
не вызвала бы особых возражений. Однако авторы про-
екта не-учли, что такие оболочки должны быть монолит-
но связаны с жесткими в вертикальном направлении
диафрагмами, так как опорами для покрытия служат не
стенки, а отдельные колонны.
Вместо этого на рассматриваемом объекте были уст-
роены гибкие диафрагмы, являющиеся ответственными
элементами конструкции со сложной и трудно учитыва-
емой расчетом передачей нагрузок от оболочки на диа-
фрагмы. При принятой гибкости диафрагмы невольно
возникает вопрос, подвешены ли к ней верхний и нижний
края оболочки темного ската или, наоборот, диафрагма
нагружает оболочку. Малая жесткость диафрагмы усу-
губляется неудачной анкеровкой растянутой арматуры
затяжки диафрагмы в ненагруженных оголовках колонн,
осуществленной в виде стыков Передерия со шпонками
из круглых стержней диаметром 10 м, длиной только
28 см. Эти стыки в натуре были выполнены со значи-
тельными отклонениями от проекта, а шпонки вовсе не
были поставлены (рис. 33).
Особенно обращает на себя внимание недостаточная
пространственная жесткость спаренных оболочек в на-
7—843
— 97 —
— 98 -
Ось колонны
31, Сварные арматурные каркасы шедового покрытия
а—общий вид каркасов; б •— сопряжения каркасов; в—деталь каркаса арки;
1 — каркас колонны; 2 — каркас этажерки; 3 — каркас арки; 4 — каркас сред-
него бортового элемента; 5 — стык Передерия; 6 — арматурные стержни (шлеп-
ки); 7 — стержни примыкающего каркаса; 3 — сварные стержни; 9 — сварной
шов; /0 —стальная подкладка
7*
— 99
Б-Б
32. Здание меланжевого комбината
/ — железобетонные колонны 40X60 см; 2-—кирпичные стенки толщиной 25 см;'
3 — металлическое ограждение; 4 — температурный шов 30 мм
правлении 12-метрового пролета, по свободным граням
которых и по оси средних колонн предусмотрены весьма
пологие.арки (бортовые элементы) высотой всего 20 см
— 100
33. Стыки Передерия, выполненные в натуре
/ — хомуты не приварены; 2 — хомуты приварены; 3 — круглая арматура
0 34 мм (петля не вскрыта); 4 — бетон
и шириной 65 и 70 см. Эти арки, которые должны были
бы создавать совместно с колоннами жесткие многопро-
летные рамы для обеспечения общей устойчивости по-
крытия в этом направлении, безусловно, слишком гибки
и при выбранном способе возведения покрытия с рабочи-
ми швами в местах примыкания к колоннам не могут в
полной мере обеспечить требуемую жесткость в указан-
ном направлении всего сооружения в целом.
Следует также отметить, что принятый способ бетони-
рования покрытия по инвентарной передвижной опалуб-
ке также снизил жесткость покрытия, ухудшил и услож-
нил сопряжения отдельных элементов покрытия, так как
при этом способе бетонирования нельзя было обеспечить
монолитное сопряжение элементов покрытия и колонн.
Так, например, чтобы агрегат опалубки в опущенном
положении мог быть передвинут в следующий пролет,
необходимо устанавливать нижнюю арматуру и хомуты
затяжки диафрагмы пролетом 21 м и бетонировать эту
затяжку только вместе с оболочкой следующей ячейки,
благодаря чему неизбежно образовывались рабочие вер-
тикальные швы в бетоне между оголовком колонны и
затяжкой диафрагмы. Таким образом, в этих швах за-
тяжка была связана с колонной только арматурой в ме-
стах расположения стыков Передерия. Следует отме-
тить, что после того, как появились трещины на опорах
затяжки, опирание их осуществлялось на колонны путем
устройства консолей в оголовке колонны. Такие же ра-
бочие швы бетонирования по тем же соображениям по-
лучились в нижних местах примыкания наклонных арок
101
пролетом 12 м к колоннам. Эти рабочие швы, как уста-
новлено осмотром, частично раскрыты от воздействия
снеговой нагрузки в ендовах, а также от температурных
воздействий.
Обрушение оболочек началось с двух крайних шедов
в направлении 12-метрового пролета. С перерывом в не-
сколько минут разрушились еще два примыкающих к
ним шеда; спустя примерно 30 мин авария распростра-
нилась далее в направлении пролета 12 м. Дальнейшее
разрушение произошло за очень короткий срок последо-
вательно ряд за рядом и прекратилось на оси Л1, где ока-
залась кирпичная стенка, выложенная в плоскости ко-
лонн и диафрагмы. Всего таким образом обрушилось 9
спаренных шедов, т. е. 18 оболочек покрытия в осях 12—
14 между рядами Б — М (показано штриховкой на
рис. 32).
В результате осмотра обломков установлено, что ар-
матура затяжек в диафрагмах вырывалась из колонн и
срезалась в местах сопряжения с колоннами. Обруше-
ние затяжек пролетом 21 м привело к обрушению ди-
афрагм, оболочек и колонн.
Обрушившиеся шеды возводились в период с декаб-
ря 1953 г. по июль 1954 г. с перерывом в бетонировании
в течение января и февраля 1954 г.
Две ячейки шеда между осями 12—14 и рядами Б —
В, с которых началось разрушение, были начаты бето-
нированием в конце декабря 1953 г. Бетон был уложен
в колонны ряда Б, заднюю диафрагму и оболочки. При
этом для бетона диафрагм и колонн применялся элек-
тропрогрев, а для бетона оболочек — паропрогрев. Вви-
ду того что паропрогрев оболочки был недостаточен и
бетон оказался некачественным, во второй половине мар-
та 1954 г, свод был разобран и вновь забетонировав.
Утепление обрушившихся ячеек шедов в виде пено-
бетона, минеральной пробки или шерстебетона с покры-
тием сверху слоем асфальта было осуществлено в пери-
од с декабря 1954 по 1955 г. Гидроизоляционный ковер
на этих ячейках не был выполнен.
До марта 1956 г. помещение в пределах обрушивших-
ся ячеек не отапливалось. Отопление части корпуса,
подвергшегося аварии, было включено в марте 1956 г. и
работало до момента обрушения. Отапливаемый участок
корпуса ограничивался со стороны оси 12 от действую-
щей части корпуса коридором, со стороны оси 14 — кир-
пичной стеной, идущей вдоль оси 14. Вдоль ряда Д бы-
— 102 —
ла сооружена утепленная де-
ревянная стенка. Отопление
производилось регистрами
из двух труб 0100 мм, про-
ложенных вдоль рядов Б, В,
Г и Д на высоте 7 м от по-
ла. Отопление — паровое с
температурой пара 103 °C.
Кровля обрушившейся
части корпуса, как было
указано выше, не была по-
крыта гидроизоляционным
ковром, а воронки не были
обработаны. В результате
таяния снега И атмосферных 34. План колонн с указанием раз-
ОСЭДКОВ В ендове ПО ряду Б ме₽03 их отклонений от вертикали
был обнаружен толстый
слой льда. Толщина слоя льда в средней ендове по оси
Б—В у воронки достигала 2,5 м, общая масса льда во-
круг воронки составляла около 15 т. Снег в течение двух
зим с крыш не убирался.
В результате обследования и испытания материалов
обрушившихся шедовых конструкций, а также шедово-
го покрытия неэксплуатируемой части комбината было
установлено следующее.
Два первых обрушившихся шеда в прошлом были за-
бетонированы дважды; при распалубке бетон рассыпал-
ся, и они были забетонированы вторично.
Бетонирование оболочек производилось в передвиж-
ной металлической опалубке, для перемещения которой
бетонирование затяжки шеда пролетом 21 м можно бы-
ло осуществлять только при бетонировании следующей
ячейки, что приводило к образованию рабочих швов в
самых ответственных местах конструкции. Некачествен-
ное возведение покрытия приводило к отклонению колонн
от вертикали до 115 мм (рис. 34), к смещению петель
стыков Передерия в затяжке по отношению друг к дру-
гу, к появлению трещин в местах примыкания затяжки
к колоннам (рис. 35). Вследствие отступления от проек-
та при выполнении в стыках Передерия был смят бетон.
Испытание на прочность материалов, примененных
на строительстве, показало, что марка бетона обрушив-
шейся части шедов находилась в соответствии с проек-
том. Что касается арматуры, то она обладала рядом от-
рицательных свойств. Так, арматура, примененная в ко-
— 103 —
35. Детали усиления дефектных затяжек шедовых покрытий
/ — верхний пояс диафрагмы (арки); 2 — нижний пояс диафрагмы (затяжки); 3 — два швеллера № 20а; 4 — то же, № 16; 5 —упорный
лист; 6 — швеллер № 16а; 7 — клинья; 8 —уголок 80X80X8 мм
доннах, бортовых элементах, арках и диафрагмах, ока-
залась очень хрупкой, содержащей 0,3...0,45 % углерода
и значительное количество шлаковых включений. Эта
арматура при ее перегибе для образования стыка дава-
ла трещины, которые строители не устраняли. В местах
сварки предел прочности арматуры снижался до 30...
35 %: от температурных изменений при сварке в армату-
ре появились трещины. Осмотром мест сопряжения за-
тяжки с оголовком колонны в одном месте был обнару-
жен разрыв трех стержней арматуры диаметром 30 мм.
Были обнаружены трещины в арматуре в некоторых
крюках Консидера.
В ходе строительства в 1954 г. был обнаружен срез
бетона в стыках Передерия, возникший вследствие пере-
напряжения арматуры из-за дефектной установки неко-
торых вертикальных тяжей, не обеспечивших надлежа-
щее поддерживание затяжки, поэтому затяжка работала
примерно по схеме двухпролетной балки с большими
опорными моментами. Это подтверждается наличием
трещин в кирпичных импостах, в которых расположены
подвески в месте их примыкания к арке.
В августе 1954 г. в затяжках появились недопусти-
мые деформации, для устранения которых рядом с затяж-
ками в уровень их верхней грани были поставле-
ны дополнительные стальные затяжки из двух
швеллеров № 16 длиной 42 м с заклиниванием в
торце.
При осмотре остальных шедов было обнаружено, что
почти все затяжки диафрагм имели трещины в местах
примыкания к оголовкам колонн. Такие же трещины
наблюдались также во многих бортовых элементах 12-
метровых пролетов, в местах примыкания к колоннам,
особенно на нижних опорах.
Железобетонные конструкции, возведенные в июле
1954 г., стояли открытыми до зимы 1955/56 г., промора-
живались, покрываясь изнутри ледяными наплывами, и
т. п. В зиму 1955/56 г. конструкции покрыли утеплите-
лем, и они подвергались длительному охлаждению под
влиянием низких температур, доходивших до —30...
—35 °C. От атмосферных осадков и при подтаивании снега
в ендовах шедов образовались значительные наледи, до-
ходящие у воронок до 2,5 м и более общей массой до 15 т.
Эта наледь, явившаяся дополнительной, не предусмот-
ренной проектом нагрузкой на оболочку, могла привести
к опасным деформациям в месте примыкания «темного
— 105 —
ската» к остекленной диафрагме и послужить одной из
причин первоначального разрушения оболочек.
Наконец, за семь дней до обрушения часть корпуса
была изолирована внутренней перегородкой и обогрева-
лась трубчатыми регистрами, подвешенными к затяж-
кам диафрагм. В регистры подавался острый пар с тем-
пературой выше 100 °C, и конструкции шедов подверга-
лись очень сильному одностороннему температурному
воздействию, не предусмотренному проектом. Под влия-
нием этого интенсивного нагревания дополнительные
стальные затяжки из двух швеллеров № 16 длиной 42 м,
поставленные ранее для усиления железобетонных за-
тяжек, удлинились и выключились из работы. В резуль-
тате этого крайние так неудачно обогреваемые шеды об-
рушились, а за ними потеряли устойчивость и последую-
щие шеды по принципу своеобразной «цепной реакции».
Недостатки конструктивного решения схемы покрытия,
принятой в проекте, в значительной мере повлияли на
масштабы аварии.
В проекте была принята неудачная в данном случае,
хотя и допустимая технически, конструкция стыка (в ви-
де стыка Передерия) затяжки над средней колонной
двух спаренных шедов в направлении пролета 21 м. Эта
конструкция стыка усложнила производство работ и в
натуре была выполнена со значительными отступления-
ми от проекта, что и могло явиться одной из причин пер-
воначального разрушения двух первых спаренных шедов.
Кроме этого, авторы проекта, имея дело с новой кон-
струкцией, еще не вполне освоенной в Советском Союзе,
не осуществляли систематический и действенный автор-
ский контроль за строительством. Эта конструкция, воз-
веденная в точном соответствии с проектом и правильно
эксплуатируемая, безусловно, не привела бы к аварии,
что подтверждается ее надежной работой на другом эк-
сплуатируемом комбинате и на данном меланжевом ком-
бинате на площади 26 тыс. м2.
На основе анализа недостатков строительства шедо-
вого покрытия и конструктивного решения его комисси-
ей Госстроя СССР признано, что обрушение части по-
крытия произошло в результате совокупности ряда при-
чин, к которым следует отнести:
а)	отклонение от проекта при производстве работ в
части устройства стыков Передерия в местах сопряже-
ния растянутой арматуры затяжки диафрагмы с арма-
турой оголовка колонны, что было обнаружено в авгу-
— 106 —
сте 1954 г. в связи с появлением трещин в местах примы-
кания затяжек к колоннам. Для усиления ячеек рядом с
железобетонными затяжками в уровне их верхней грани
были поставлены стальные затяжки из двух швеллеров
№ 16 длиной 42 м с заклиниванием в торце. К упущени-
ям при производстве работ следует отнести также и то,
что своевременно не было обращено внимание на откло-
нение колонн от вертикали при отрыве передвижной опа-
лубки от бетона. Это отклонение и раскрытие шва в мес-
те примыкания затяжки к колонне указывало на нали-
чие смещений в стыке Передерия вследствие смятия
бетона;
б)	частичное применение для арматуры в конструк-
циях диафрагм, арок (бортовых элементов) и колонн
хрупкой стали, что подтверждается характерным разры-
вом арматуры (без шейки текучести) и наличием тре-
щин, которые, по данным исследования образцов стерж-
ней, образовались до момента обрушения;
в)	удлинение стальной затяжки в связи с включени-
ем отопления и нагреванием регистров из труб, располо-
женных вдоль затяжек на уровне швеллеров до темпера-
туры выше 100 °C, что привело к выключению торцевых
клиньев и к выходу из работы самой стальной затяжки.
Следует отметить, что в зиму 1955/56 г. конструкции
подвергались длительному охлаждению при температу-
ре минус 30...35 °C. Такие температурные перепады вы-
зывали дополнительные температурные напряжения в
конструкции;
г)	недостаточная жесткость и устойчивость всей сис-
темы покрытия в направлении 12-метрового пролета,
усугубленные к тому же отсутствием монолитного сопря-
жения арок (бортовых элементов) на нижних опорах и
затяжек диафрагм с колоннами, а также совершенно
недостаточное сечение бортовых и средних арок в нап-
равлении 12-метрового пролета. Следует также отме-.
тить отсутствие связи нижней арматуры арок (бортовых
элементов)' с верхней арматурой;
д)	большая нагрузка от наледи, образовавшейся в
ендовах шедов и достигавшей толщины у воронок более
2,5 м. Есть основание предполагать, что образовавшееся
обледенение у воронок могло привести к дополнитель-
ным напряжениям в примыкающих к узлу железобетон-
ных элементах конструкции покрытия.
Обрушившаяся часть покрытия была восстановлена
по ранее разработанному и осуществленному проекту,
107 —
который предусматривал следующие мероприятия, на-
правленные на повышение общей пространственной
жесткости конструкции:
через каждые три пролета в направлении 12-метро-
вого пролета произведена разрезка конструкции путем
устройства двух диафрагм на спаренных колоннах сече-
нием 40X60 см;
увеличена жесткость бортовых элементов в направ-
лении 12-метровых пролетов в местах их примыкания к
колоннам путем устройства утолщений у колонн до 40 см
с постепенным уменьшением на протяжении 1,5...20 см,
с укладкой по расчету верхней арматуры, образующей
рамное соединение с колоннами;
при расчете промежуточных колонн на основные и
дополнительные нагрузки, учитывая особую ответствен-
ность колонн, несущих по 252 м2 покрытия, в колоннах
принят повышенный против норм коэффициент запаса
прочности 2,5;
в местах устройства спаренных колонн осуществлены
новые фундаменты;
кирпичные импосты, предусмотренные в местах на-
хождения подвесок 0 30 мм, заменены железобетонны-
ми сечением 20X25 см с армированием их, кроме сече-
ния самой подвески, расположенной по центру, четырь-
мя стержнями 0 14 мм. Для надежного сопряжения
железобетонного импоста с верхней аркой произведено.
обжатие железобетонных импостов путем последующего
натяжения подвесок;
для предотвращения отклонения колонн при распа-
лубке от вертикали в направлении 21-метрового пролета
за счет уменьшения верхней гибкой арматуры введен
жесткий профиль — двутавр № 20 с увеличением шири-
ны железобетонных диафрагм до 25 см.
Существующие конструкции шедового покрытия бы-
ли усилены путем выполнения следующих мероприя-
тий:
повышена жесткость диафрагм, для чего были уста-
новлены на .уровне верха всех криволинейных диафрагм
(по 21-метровому пролету) затяжки из парных швелле-
ров, как это было сделано ранее в ряде пролетов;
произведено предварительное натяжение затяжек
домкратами;
обеспечена надежная сварка затяжек с коробками,
через которые усилия затяжек передаются на диа-
фрагмы;
— 108 —
произведена теплоизоляция наружной и внутренней
ветвей затяжек с тем, чтобы уменьшить возможную раз-
ницу в температурных воздействиях на них. Регистры
отопления были удалены от внутренних ветвей затяжек
и установлены на противоположной стороне балкона (у
перил). Для укрепления установленных металлических
затяжек диафрагм были приняты те же меры (надежное
датяжение, надежная приварка концов швеллеров, тер-
моизоляция и удаление регистров отопления);
укреплены крайние бортовые элементы у сопряже-
ния с верхом колонн (по 12-метровому пролету), для че-
го были уширены колонны, с которыми сопряжены верх-
ние узлы бортовых элементов, на 40 см по всей высоте.
Это уширение не производилось там, где по проекту
предусматривалось устройство кирпичных стен, подпи-
рающих всю нижнюю плоскость бортовых элементов.
Устроены дополнительные внутренние кирпичные стены
толщиной в Р/г кирпича, повышающие общую попереч-
ную жесткость корпуса;
предотвращено распространение местного разруше-
ния: через каждые четыре пролета усилены шесть колонн
спаренных ячеек с образованием по ширине корпуса
двух так называемых «зон локализации обрушения».
Усиление произведено путем уширения колонн по всей
высоте с соединением этого уширения хомутами с су-
ществующими колоннами и с устройством железобетон-
ных рубашек. Колонны были уширены на 50 см у обреза
фундаментов с увеличением уширения до 70 см, начи-
ная с отм. 4,5 м. Для дополнительной гарантии в зоне
локализации обрушения были установлены в пяти диа-
фрагмах (по 21-метровому пролету) жесткие затяжки из
двух спаренных швеллеров. После установки этих затя-
жек были сняты подвески (только в зонах локализации
обрушения), соединяющие диафрагмы с верхними ар-
ками.
Переходя к анализу причин обрушения части шедово-
го покрытия, нужно отметить, что вскрытые недостатки
тонкостенной конструкции шедового покрытия и спосо-
бы возведения его являются следствием того, что конст-
рукция этого покрытия еще недостаточно изучена в рас-
четном, конструктивном и производственном отношени-
ях.' Кроме того, следует обратить внимание, что эта кон-
струкция, главным образом в направлении 12-метрового
пролета, допускает образование глубоких (свыше 2,5 м)’
снеговых мешков, которые при отсутствии снеготаялок
109 —
создают обледенение и дополнительные нагрузки в на-
правлении 12-метрового пролета, в котором, как указы-
валось выше, конструкция покрытия не обладает доста-
точной пространственной жесткостью.
Комиссия при Институте механики Академии наук
СССР, ознакомившаяся с расчетами шедовых оболочек,
а также с материалами обрушения, отметила:
при проектировании и строительстве шедовых покры-
тий необходимо повысить жесткость бортовых элемен-
тов;
следует предусматривать возможность самостоятель-
ной работы отдельных секций шедовых покрытий, чтобы
в случае аварии одной секции предотвратить распрост-
ранение аварии на примыкающие пролеты;
целесообразно произвести дальнейшее уточнение рас-
четных схем (с учетом податливости бортовых элемен-
тов, совместной работы рамных конструкций с оболочкой
и др.).
До 1959 г. одноэтажные здания с шедовыми покры-
тиями были основным объемно-планировочным решени-
ем при проектировании и строительстве предприятий
прядильно-ткацкого производства текстильной промыш-
ленности. Шедовые покрытия решались с ориентацией
световых проемов на север. В отличие от других видов
фонарей шеды исключают попадание в цехи прямых сол-
нечных лучей, которые затрудняют наблюдение за техно-
логическим процессом.
Конструкции типовых шедовых ячеек непрерывно со-
вершенствуются. Применялось большое число ячеек с
различными сетками колонн и с различными конструк-
тивными решениями: монолитные конструкции с сетками
колонн 8X12, 9X12, 12x12 и 12x21 м; сборные желе-
зобетонные, в том числе предварительно напряженные с
сетками колонн 8Х 12 и 9Х 12 м.
Несмотря на это, строительство зданий с шедовыми
покрытиями, особенно в районах с большими снежными
покровами, встречает серьезные возражения вследствие
трудности эксплуатации в зимнее время. Многолетний
опыт эксплуатации таких зданий в ряде районов пока-
зал, что шеды заносятся снегом, удаление которого прак-
тически невозможно или связано с большими трудно-
стями.
Так как в помещениях с шедовыми покрытиями из-за
большого числа проемов верхнего света трудно поддер-
живать средствами вентиляции требуемый температурно-
— 110 —
36. Здание «Конгрессхалле» до аварии
влажностный режим, то эти здания не являются опти-
мальными.
В мае 1980 г. в Западном Берлине произошло ката-
строфическое обрушение «Конгрессхалле»1. Это одно из
уникальных по тем временам зданий, расположенное на
левом берегу р. Шпрее, недалеко от здания рейхстага и
Бранденбургских ворот. Строительство его, осуществля-
емое по проекту американского архитектора X. Штубб-
ниса и его западногерманских коллег В. Дюттмана и
Ф. Люккена, было закончено в 1957 г. (рис. 36). Здание
было предназначено для проведения конгрессов различ-
ных литературных, научных и экономических обществ и
союзов. Стоимость строительства здания составила око-
ло 1 млрд, марок.
Здание сооружено на 500 10-метровых железобетон-
ных сваях, каждая из которых воспринимает нагрузку
около 50 т. Двухэтажная нижняя часть здания площадью
около 10 000 м2 включает в себя выставочный зал пло-
щадью около 1000 м2, студийный театр по 500 мест, кон-
ференц-зал на 200 чел., рестораны, помещения для ди-
рекции и т. д. В верхнем помещении размещен зал засе-
даний на 1250 мест.
Покрытие здания представляет собой седлообразную
подвесную конструкцию, основными несущими элемен-
1 Бетон и железобетон, 1981, К» 10, с. 29—30.
— 111 —
тами которой являются две арки пролетом 78,06 м, рас-
положенные под углом 28,4° к горизонту. Арки имеют
пятиугольное коробчатое поперечное сечение площадью
1,5 м2 с расположенными через 4,6 м поперечными диа-
фрагмами. Замки арок расположены на высоте пример-
но 18 м над ее пятами с расстоянием между ними 61 м.
По периметру зала заседаний в покрытии устроено
внутреннее опорное кольцо, опертое на колонны и изо-
гнутое в своей плоскости. Оно разделяет покрытие на
две части: внутреннюю — пространство между верти-
кальными стенами и наружную — пространство между
опорным кольцом и арками.
Оболочка толщиной 70 мм предварительно напряже-
на. В качестве напрягаемой арматуры использованы
пучки проволоки диаметром 5,2 мм, расположенные с
шагом 850 мм перпендикулярно к продольной оси зда-
ния. Распор арок от постоянной нагрузки около 1300 т
воспринимается затяжкой, состоящей из 480 напрягае-
мых овальных проволок сечением 300 мм2, расположен-
ных в стальной трубе диаметром 450 мм. Распор от вре-
менной нагрузки воспринимается наклонными (6 : 1)'
сваями. Преднапряжение оболочки осуществлялось в
две стадии: сначала на участке между вертикальными
стенами, затем — на консольном участке между арками
и опорным кольцом.
Во время аварии южная часть покрытия «Конгресс-
халле» обрушилась на всем участке между пятами ар-
ки и вертикальной стеной. Официального сообщения по
поводу причин обрушения до сих пор не сделано. Однако
многие специалисты присоединяются к мнению одного из
участников строительства, который считает причиной
аварии длительную коррозию арматуры консольного
участка покрытия в месте его сопряжения с вертикаль-
ной стеной. Это предположение было подтверждено и
некоторыми членами комиссии по расследованию причин
аварии. Кроме того, высказывались мнения об ослабле-
нии анкеровки арматуры на том же участке покрытия.
По мнению .экспертов, причиной катастрофы явились
как усталость строительных материалов, так и ошибоч-
ная концепция всей конструкции кровли здания, пост-
роенного по американскому проекту. Позже выясни-
лось, что против проекта, разрекламированного в 1956 г.
в качестве «смелого и новаторского, несущего Европе
свободу американского духа и мысли», серьезно возра-
жали местные архитекторы. Одновременно сообщалось,
— 112 —
что принято решение восстановить здание, на что по
предварительным подсчетам потребуется 83,2 млн. ма-
рок.
Глава III. ОБРУШЕНИЕ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
ПОКРЫТИЯ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ
И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
К наиболее повторяемым авариям следует отнести
обрушения металлических конструкций покрытий про-
мышленных зданий, а также конвейерных галерей.
Наибольшее число обрушений металлических конст-
рукций покрытий произошло в процессе их монтажа в
основном из-за грубых отступлений от проектов, а так-
же вследствие низкого качества изготовления и монтажа
конструкций. Следует также отметить, что наибольшее
число аварий произошло со стальными конструкциями
зданий, ограждающие конструкции (покрытия и стены)
которых выполнялись из сборного железобетона.
Расследование причин обрушения стальных конст-
рукций показало, что имеют место следующие наруше-
ния, приводящие в совокупности к авариям: недостаточ-
ный учет в проектах производства работ (ППР) и при
выполнении работ особенностей современных проектных
решений, предусматривающих вместо связей и распорок
в плоскости верхних поясов стропильных ферм и фона-
рей использование сборных железобетонных плит по-
крытия; несоблюдение последовательности укладки плит
покрытия; некачественное выполнение монтажной сварки;
утяжеление конструкций покрытий вследствие отступле-
ния от проектов в части устройства верхней части кров-
ли (утолщение асфальтовых и цементных стяжек, утеп-
лителей); произвольная замена сечений элементов
стальных конструкций при их изготовлении (без согла-
сования с проектной организацией); отступления от чер-
тежей КМ при разработке деталировочных чертежей
КМД, выразившиеся в ослаблении рабочих сечений эле-
ментов конструкций, узлов и сварных швов, нарушении
технических условий при производстве работ; замена
стали, принятой в проекте, на сталь с более низкими
прочностными характеристиками; необоснованные от-
8—843
- 113 —
ступления от проекта, указаний ППР и технических ус-
ловий; отсутствие контроля за качеством работ; измене-
ния расчетной схемы конструкций покрытия вследствие
неправильного закрепления ферм на опорах; неудачные
проектные решения конструкций покрытий.
Металлические и железобетонные конструкции в ря-
де случаев изготавливаются и поставляются на монтаж
с недопустимыми отклонениями геометрических разме-
ров конструктивных элементов от проектных, с дефекта-
ми сварных соединений, с неудовлетворительным выпол-
нением закладных частей и деталей железобетонных
конструкций, с местными деформациями и повреждения-
ми элементов стальных конструкций и т. д.
Иногда выполняют монтаж конструкций на не подго-
товленных к монтажу площадках без надлежащей гео-
дезической проверки и приемки под монтаж фундамен-
тов, закладных частей и пр.
При монтаже нарушается порядок, установленный
проектом производства работ, не уделяется должного
внимания своевременному и надежному закреплению уз-
лов, стыков и других сопряжений конструкций.
Не всегда устраняются деформации и ослабления
прочности узлов и элементов, возникающие при тран-
спортировании, складировании и монтаже конструкций.
Со стороны изготовителей металлических конструк-
ций и строительно-монтажных организаций в ряде слу-
чаев не обеспечивается надлежащий контроль за качест-
вом технической документации, вследствие чего к ис-
полнению иногда принимаются ошибочные или недоста-
точно продуманные и обоснованные проектные решения.
В ряде случае низкое качество изготовления и мон-
тажа вызывается низкой производственной дисципли-
ной и отсутствием систематического контроля со стороны
исполнителей и заказчика, а также отсутствием (или не-
достаточностью)' авторского надзора со стороны проект-
ных организаций.
Дефекты допускаются при изготовлении и монтаже
колонн, стропильных ферм, связевых конструкций, узлов
сопряжений конструкций, плит покрытий и др.
Дефекты в изготовлении и монтаже колонн выража-
ются в отклонении их верха на 100...200 мм при больших
нагрузках (500 т и более)', что ведет к значительному
увеличению напряжений в колоннах. Имеют место по-
гнутости элементов, чаще всего в надкрановой части ко-
лонны.
— 114 —
Особенно много дефектов допускается при монтаже
стропильных ферм. Заводы-изготовители иногда заменя-
ют проектные сечения на меньшие, занижают размеры
сварных швов, пропускают соединительные прокладки и
даже целые элементы. Бывают случаи, когда элементы,
запроектированные по одному стандарту, заменяются
элементами по другим стандартам без учета разности
геометрических и механических характеристик. Допус-
каются зазоры между элементами и фасонками, дохо-
дящими порой до 8...10 мм, а также большое число рас-
центровок узлов сопряжений ферм.
Основными дефектами при монтаже ферм являются
смещения узлов верхнего и нижнего поясов из плоскос-
тей, доходящих иногда до 100...300 мм.
Сварные швы в узлах выполняются с непроварами и
подрезами, имеются большие шлаковые включения,
уменьшаются размеры швов против проектов. Имеют
место случаи, когда стальные фермы монтируются не по
проекту. Так, при монтаже покрытия одного завода шесть
ферм были перевернуты на 180°, вследствие чего нижний
пояс оказался наверху, а верхний — внизу. Естественно,
что знаки усилий в элементах ферм изменились на про-
тивоположные; растянутые подвергались сжатию, сжа-
тые— растяжению. Несущая способность фермы ока-
залась недостаточной.
Иногда заводы-изготовители допускают при выполне-
нии вертикальных и горизонтальных связей: замену про-
филей связей на меньшие, отступление от проектов в
части размеров швов (иногда они отсутствуют совсем).
Как правило, конструкции собирают с большими экс-
центриситетами в узлах с отклонениями до 500 мм. Свя-
зевые элементы порой монтируют без правки и ставят
изогнутыми. Иногда связи, предусмотренные проектом,
вообще отсутствуют.
В отдельных случаях отступления допускаются в уз-
лах сопряжений конструкций ферм с колоннами, риге-
лей с колоннами, в местах опирания подкрановых балок
на колонны. Были случаи, когда узлы сопряжений, за-
проектированные жесткими, исполнялись при монтаже
шарнирно, и наоборот. Иногда для выравнивания под-
крановых балок по высоте под опорные части уклады-
вают прокладки без сварки между собой. Опирание под-
крановых балок осуществляется не через опорное ребро,
а через прокладки или соседнюю балку — через болты
'(рис. 37).
8*
— 115 =
В результате неправильного монтажа колонн и стро-
пильных ферм сборные железобетонные плиты покрытий
имеют недостаточное опирание на фермы (рис. 38). Пли-
ты покрытий заходят на полку верхнего пояса фермы
всего на 10...20 мм, а иногда и менее. На одном из заво-
37. Дефекты изготовления и монтажа металлических конструкций
с и б —детали опирания подкрановых балок на колонны; в — узел фермы;
г — сопряжение прогона с колонной; д — опора фермы; / — подкрановая бал-
ка; 2 —колонна; 3 — металлические подкладки; 4'—верхний пояс фермы; 5 —
раскосы фермы; 6 — прогон; 7 — два швеллера № 30; 8 — деформированные
швеллеры
38. Дефекты опирания железобетонных плит покрытий на верхний пояс сталь-
ных ферм
/ — плиты аакрытий; 2—верхний пояс фермы; 3 — стальная консоль; 4 —
стальная подкладка; 5 — стальной лист
— 116 —
дов фермы покрытий имели такие грубые отклонения, что
в результате некоторые плиты не доходили до оси ферм
на 180...200 мм. Для поддержания плит во время монта-
жа были установлены кронштейны из уголков. Опира-
ние плит на кронштейны и консоли дополнительно нагру-
жает верхний пояс фермы, вызывая крутящий момент, и
не обеспечивает безопасной эксплуатации зданий.
В 1962 г. произошло обрушение металлических конст-
рукций покрытий при их монтаже на строительстве сбо-
рочно-сварного цеха машиностроительного предприятия.
В результате изучения проектно-технической документа-
ции и состояния работ по монтажу конструкций, осмот-
ра обрушившихся конструкций, проведения расчетов и
испытаний материалов, а также опроса очевидцев ава-
рии и непосредственных руководителей монтажных ра-
бот было установлено следующее.
Двухпролетный корпус с пролетами по 36 м имеет
длину 198 м (33 оси по 6 м), высоту до конька фермы
26,95 м (рис. 39). Общий объем работ по монтажу кон-
струкций сборочно-сварочного цеха составляет 2540 т
металлоконструкций и 1382 м3 сборного железобетона.
Проект цеха в стадии КМ составлен специализирован-
ным институтом. Деталировочные чертежи КМД по за-
казу завода металлоконструкций разработаны отделени-
ем специализированного института. Металлоконструк-
ции изготовлены заводом металлоконструкций.
Согласно проекту производства работ монтаж конст-
рукций стропильных ферм, фонарей и покрытия надле-
жало производить, начиная с оси 8 по ось 41. Ввиду от-
сутствия на площадке к моменту начала монтажа
второго гусеничного крана монтаж конструкций пере-
крытия был начат в пролете Е—И от оси 41 к оси 8.
Прибывшие с завода-изготовителя на площадку ме-
таллические конструкции сборочно-сварочного цеха име-
ли дефекты в сварных соединениях узлов стропильных
и подстропильных ферм, фонарей и др. Для исправления
дефектов сварки на месте заводом были направлены на
монтажную площадку электросварщики, причем в свар-
ных швах исправлялись только дефекты, которые обна-
руживали внешним осмотром.
Примерно за 1,5 мес до обрушения в пролетах Г — Е
и Е — И были смонтированы все колонны, портальные
связи, подкрановые балки и подстропильные фермы и
был начат в пролете Е — И монтаж стропильных ферм,
фонарей и сборных железобетонных плит покрытия.
— 117 —
39. Сборочно-сварочный цех
/ — разрушенный узел подстропильной фермы; 2 —колонна; 3 — ферма; 4
подстропильная ферма; 5 — железобетонные плиты покрытия; 6 —разрушен-
ный узел фонаря
Ввиду того что проектом связи по фонарям преду-
смотрены в осях 30—31, а монтаж конструкций был на-
чат с оси 41, для обеспечения устойчивости конструкций
фонаря в процессе монтажа по осям 40 и 39 были при-
118 -
менены расчалки. Причем было установлено, что конст-
рукции фонарей были закреплены четырьмя расчалка-
ми из каната диаметром 15,5 мм и тремя из стальной
катанки диаметром 8 мм. В соответствии с проектом про-
изводства работ установка металлоконструкций и сбор-
ных железобетонных плит покрытия в проектное положе-
ние производилась гусеничным краном.
В день обрушения бригада монтажников выполняла
работу по укладке сборных железобетонных плит в осях
36—35. При укладке предпоследней плиты по фонарю
произошло обрушение смонтированных конструкций по-
крытия.
При аварии обрушились: две подстропильные фермы
ряда Е в осях 36—41 и две подстропильные фермы ряда
И в осях 36—41; семь стропильных ферм по осям 35—
41; фонарных рам по осям 35—40; металлические связи
по нижним и верхним поясам стропильных ферм в осях
35—41; связи и импостные уголки по фанарям в осях
35—40; железобетонные плиты покрытия по фермам и
фонарям между осями 35—41 и рядами Е— И; подкра-
новая балка 38—41 ряда И; две фахверковые стойки по
оси 41 и часть горизонтальных элементов фахверка.
Объем разрушенных металлических конструкций состав-
ляет 107 т и 81 м3 сборных железобетонных плит.
При осмотре обрушившихся конструкций было обна-
ружено:
фермы осей 37 и 38 находятся внизу под другими
упавшими конструкциями, а фермы осей 35 и 36 упали
в сторону фермы оси 37 и находятся сверху фермы 37.
Фермы на осях 39, 40 и 41 упали в сторону фермы 38 и
находятся сверху фермы 38. Подстропильная ферма 36—
38 оси Е лежит по оси колонн, подстропильная ферма
36—38 оси И упала внутрь пролета. Аналогичное поло-
жение заняли подстропильные фермы 38—41. Ригели
фонарных рам упали в сторону оси 41. Упавшие конст-
рукции расположились двумя группами с промежутком
между ними более 6 м;
при обрушении все конструкции сильно деформиро-
вались;
железобетонные плиты покрытий оказались разби-
тыми;
по стропильным и подстропильным фермам были об-
наружены разрывы: фасонного листа крепления опорно-
го раскоса к верхнему поясу в подстропильной ферме
И, 39—41 в результате падения фермы, горизонтальной
— 119 —
полки в одном из уголков верхнего пояса фермы 37 око-
ло среднего узла в результате падения фермы; по свар-
ным швам среднего растянутого раскоса подстропильной
фермы Е, 36—38 в месте его крепления к фасонке ниж-
него пояса среднего узла.
Кроме этого, имеются разрывы металлических конст-
рукций фонарных рам в среднем узле ригелей в осях 37
и 38. Двутавровые балки ригеля оторвались по сварке
от вертикального листа фланцевого соединения этого
узла.
Результаты проверки крепления (приварки)’ железо-
бетонных плит к верхним поясам стропильных ферм и
ригелям фонарных рам показали, что большинство желе-
зобетонных плит было приварено к фермам по проекту.
Для проверки качества примененного для конструк-
ции металла были вырезаны 8 образцов, результаты ла-
бораторных испытаний которых показали, что металло-
конструкции изготовлены из стали марки СтЗ (спокой-
ная) по действовавшему в то время ГОСТ 380—60.
Проверка прочности разорванного среднего нижнего
узла подстропильной фермы Е в осях 36—38 показала:
по чертежу (рис. 40) КМ крепление раскоса рассчи-
тано на усилие 1080 кН;
при разработке деталировочных чертежей КМД кон-
струкция узла была изменена (рис. 40, б). Это измене-
ние привело к уменьшению сварных швов и, следователь-
но, прочности крепления раскоса до 40 % расчетного;
завод металлоконструкций при изготовлении указан-
ной подстропильной фермы допустил некачественное вы-
полнение сварочного соединения указанного раскоса —
уменьшенные размеры швов, непровары, поры, подре-
зы. При этом несущая способность сварного соединения
раскоса оказалась дополнительно сниженной ориентиро-
вочно до 320 кН, что составляет уже около 30 % расчет-
ного усилия по КМ;
замеры фактических рабочих сечений швов опреде-
лили их общую площадь в 21...22 см2, поэтому усилие,
при котором данное соединение могло разорваться,, за-
висит от качества сварки и, согласно экспертизе свар-
щиков, не может быть надежно определено. Фактичес-
кое усилие на данное соединение при статической на-
грузке от веса перекрытия составляло 2000 кН.
Отрыв раскоса не мог произойти в результате воз-
действия статической нагрузки от веса смонтированных
конструкций, а только при условии дополнительного ди-
— 120 —
40.	Узлы нижнего пояса подстропильной фермы
а ** средний узел нижнего пояса подстропильной фермы ряда Е под ферму
по оси 37 по чертежу КМ; б — то же, по чертежу КМД
а средний верхний узел
41.	Узлы фонаря
фонаря по чертежу КМ; б —то же, по чертежу
КМД
121 —
намического воздействия этой нагрузки. Таким динами-
ческим воздействием могло быть падение фонарной над-
стройки покрытия на фермы, вызванное разрушением
сварного крепления фонарного ригеля посередине про-
лета с последующим прогибом ригеля в результате пере-
напряжения металла выше предела текучести и падени-
ем плит.
Возможность такого обрушения подкрепляется сле-
дующими фактами:
фланцевые соединения двух половин ригеля имеют
недостаточную монтажную надежность. При кантовке и
монтаже фонарных ферм наблюдались случаи появле-
ния трещин в стыке ригеля. В фонарной ферме по оси
41 произошел отрыв ригеля от планки, и он был
повторно приварен накладками после установки на
место;
было внесено изменение, ухудшающее конструкцию
среднего верхнего узла ригеля фонарной рамы. По чер-
тежу КМ предусматривалось крепление двутавра ригеля
к фланцу приваркой обеих полок (рис. 41, а), а по чер-
тежу КМД приварка верхней полки двутавра была ис-
ключена (рис. 41, б).
Динамическое воздействие на подстропильную ферму
также могло быть вызвано непосредственным падением
на нее фонарной надстройки, а возможность падения
вытекает из следующих фактов:
отсутствие в конце фонаря со стороны оси 41 посто-
янных связей, которые обеспечивали бы устойчивость
всей фонарной системы вдоль здания при монтаже со
стороны оси 41;
положение фонарей после падения, указывающее, что
фонарное перекрытие кренилось в одну сторону — к
оси 41;
недостаточно качественное закрепление фонарных
конструкций на монтаже расчалками (применение для
крепления проволоки, отсутствие специальных приспо-
соблений для натяжения расчалок).
Было установлено, что при разработке деталировоч-
ного чертежа подстропильной фермы Р-33 была допуще-
на грубая ошибка в прикреплении растянутых раскосов.
В результате этого расчетная несущая способность фер-
мы была снижена в 2,7 раза против необходимой. Такое
снижение несущей способности фермы должно было не-
избежно привести к обрушению перекрытия цеха при
воздействии на него расчетных нагрузок. В момент ава-
— 122 —
рии статическая нагрузка на подстропильные фермы со-
ставляла 20 % расчетной.
Несущая способность подстропильной фермы Р-33 из-
за занижения расчетных размеров сварочных швов в
прикреплениях растянутых раскосов металлоконструк-
ций была дополнительно снижена на 20...25 % против
проектной.
Непосредственной причиной обрушения конструкции
цеха в пролете Е—И, в осях 35—41 явился отрыв рас-
тянутого раскоса от фасонки нижнего пояса в подстро-
пильной ферме Р-33 между колоннами 38—36 ряда Е.
Этот разрыв произошел вследствие динамического уда-
ра от упавших плит фонаря либо всей фонарной над-
стройки и пониженного качества сварки, выполненной
заводом металлоконструкций. Однако найти прямые до-
казательства падения плит или всей фонарной надстрой-
ки было невозможно.
В целях обеспечения полной надежности несущих
конструкций сборочно-сварочного цеха было предло-
жено:
поручить проектному институту произвести тщатель-
ную проверку всех деталировочных чертежей стальных
конструкций, выполненных отделением института, на
предмет выявления возможных дополнительных оши-
бок, кроме обнаруженной в подстропильной ферме Р-33;
поручить проектному институту разработать решение
по усилению подстропильных ферм Р-33 или при необ-
ходимости замене их новыми и о возможном дальней-
шем использовании негодных ферм;
поручить заводу металлоконструкций произвести на
площадке дополнительный осмотр всех поставленных за-
водом стальных конструкций сборочно-сварочного цеха и
исправить своими силами все обнаруженные дефекты, а
также выполнить дополнительные работы по приведению
конструкций в соответствие с проверенными проектным
институтом рабочими деталировочными чертежами;
обязать управление монтажного треста осуществлять
монтаж конструкций перекрытия сборочно-сварочного
цеха в направлении от оси 8 к оси 41 в полном соответ-
ствии с проектом производства работ.
В целях более надежного закрепления конструкций
сборочно-сварочного цеха было рекомендовано внести в
проект и выполнить в натуре дополнительные продоль-
ные связи по верхним поясам стропильных ферм вдоль
ряда И, а также установить горизонтальные и вертикаль-
— 123 —
ные связи в крайних панелях с обоих концов каждого
фонарного блока и усилить крепление фонарных ригелей
в коньковом узле.
На основании изучения характера обрушения конст-
рукций сборочно-сварочного цеха было отмечено, что
при конструктивном решении покрытия промышленных
зданий железобетонными плитами по стальным фермам,
когда общая жесткость и неизменяемость положения не-
сущих конструкций обеспечиваются только при надеж-
ной связи их с железобетонными плитами, местное рас-
стройство этой связи или местное разрушение покрытия
приводит к распространению аварии на весь темпера-
турный блок пролета здания.
Было рекомендовано пересмотреть применяемые ре-
шения покрытий по стальным фермам и ввести дополни-
тельные связи, которые бы обеспечивали неизменяемость
системы стальных конструкций независимо от их соеди-
нения железобетонными плитами.
В 1962 г. на строительстве главного корпуса цеха хо-
лодного проката металлургического завода во время
монтажа железобетонных кровельных плит по фонарям
(рис. 42) произошло обрушение двух стальных стро-
пильных ферм пролетом 30 м по осям 36—37 пролета
X—Ш с фонарными конструкциями и железобетонными
кровельными плитами размером 1,5X12 м (23 шт.).
Проект стальных конструкций цеха холодного прока-
та разработан специализированным институтом, конст-
рукции изготовлены заводом металлоконструкций.
К моменту обрушения были смонтированы следую-
щие конструкции: колонны по ряду Ш—X до оси 40, по
ряду У по оси 35 и 38—40; фермы, фонари и все железо-
бетонные плиты покрытия в пролетах У—X, X—Ш,
Ш—Я до оси 35, в пролете П—У по оси 34, в пролете
X—Ш фермы и фонари по осям 36 и 37, а плиты по
фермам в осях 35—36 от ряда Ш до фонаря (за исклю-
чением одной плиты); бортовая плита фонаря и все пли-
ты по фонарю, одна плита у фонаря по фермам в осях
36—37 от ряда Ш; связи по нижнему поясу у ряда Ш в
осях 35—36; распорки по конькам ферм в осях 35—36 и
36—37 (рис. 43).
Основной причиной обрушения являлась недопусти-
мая перегрузка стропильных ферм по оси 36 в пролете
X—Ш плитами фонаря (8 шт.) на фонарные конструк-
ции в осях 36—37. Это подтверждается дополнительны-
ми расчетами и характером деформаций обрушенных
— 124 —
42.	Цех холодного проката
1—	стальные фермы; 2 — сильные колонны; з — железобетонные плиты по-
крытия; 4— подкрановые балкн; 5 — распорки. Штриховкой показана часть
покрытия, смонтированная до момента аварии
ферм. Перегрузка для фермы по оси 36 в пролете X—Ш
плитами фонаря в осях 36—37 образовалась вследствие
отсутствия временных связей или уложенных плит кров-
— 125 —
43. Связи по фермам пролета Х—Ш в осях 35—37 н схема укладки плит по-
крытия
а— связи по верхним поясам ферм; б — го же, по нижним. Пунктирной ли-
нией показаны элементы связей, предусмотренные проектом; сплошной •—
элементы связей, смонтированные к моменту обрушения ферм
44. Схема укладки сборных железобетонных плит покрытия
/ — фермы; 2 —рама фонаря; 5 — железобетонные плиты покрытия
ли по ферме на оси 36 в осях 35—36 от фонаря к ряду X,
что является нарушением предусмотренных проектом
монтажа, технологии и порядка укладки кровельных
плит.
Проектом монтажа конструкций цеха предусматри-
валось следующее: устойчивость смонтированных конст-
рукций обеспечивается одновременной постановкой по-
стоянных и временных связей по колоннам; устойчивость
каждой вновь установленной на колонны стропильной
фермы обеспечивается достаточным числом правильно
расставленных расчалок; общая последовательность
монтажа покрытия соблюдается такая, чтобы в любой
момент монтажа смонтированная часть покрытия пред-
ставляла собой пространственно закрепленную связями,
устойчивую и неизменяемую схему. Не исключена необ-
— 126 —
ходимость постановки по фермам дополнительных рас-
порок и связей.
Этим проектом предусматривались также порядок и
направление укладки сборных железобетонных плит по-
крытия (рис. 44): сначала по верхнему поясу фермы в
направлении от опоры фермы к ноге фонаря симметрич-
но; затем по фонарю от конька к краю также симмет-
рично.
По проекту монтаж плит на фонаре допускается толь-
ко после укладки и заварки плит на обоих участках
фермы от фонаря до опорного узла. В результате допу-
щенного отступления свободная длина сжатого верхнего
пояса фермы по оси 36 превысила допускаемую нормами
величину и он потерял устойчивость.
Строительно-монтажный трест рассчитал устойчи-
вость верхнего пояса стропильной фермы при фактической
загрузке фермы с учетом имеющихся связей к моменту
обрушения (рис. 45). Верхний пояс рассматривался как
сжатый стержень 1—2—3—4—5, закрепленный в точках
1, 4 и 5. При этом учитывалось, что в узле 2 жесткость
из плоскости этого условного стержня весьма незначи-
тельна по сравнению с жесткостью основного сечения,
т. е. в этой точке имеется упругий шарнир. В расчетах
были рассмотрены несколько схем работы стержня. При
всех схемах расчета верхнего пояса фермы было уста-
новлено, что фактическое напряжение в нем почти вдвое
превосходит предельное (критическое), что явилось при-
чиной потери устойчивости верхнего пояса и привело к
обрушению фермы.
Созданию условий, при которых оказалась возмож-
ной происшедшая авария, способствовали следующие
обстоятельства:
нарушение технологии монтажа конструкций и кро-
вельных плит в осях 35—36 в пролете X—Ш, где отсут-
ствовали временные связи или плиты кровли, на участ-
ке от фонаря к ряду X, обеспечивающие устойчивость
верхнего пояса фермы.
отставание строительных работ по ряду У, где не
произведена обратная засыпка котлована и не уложены
пути под башенный кран П—У, вследствие чего оказа-
лось невозможным передвигать кран на стоянку, с кото-
рой он должен был монтировать плиты в пролетах Х—Ш
от фонаря к ряду X в осях 36—37.
Комиссия, обследовавшая аварию, предложила про-
извести повторное изучение проекта монтажа конструк-
— 127 —
45. Расчетная схема верхнего пояса фермы
а —схема фермы; б — фактическая схема работы сжатого стержня 1—2—3—*
4—5\ в — расчетная схема стержня 1—4
ций цеха холодного проката со всеми бригадирами и ин-
женерно-техническими работниками всех монтажных
управлений, обратив особое внимание на правильность
последовательности монтажа, обеспечивающую устойчи-
вость конструкций, проверить крепления связей и при-
варку плит по всему цеху, устранить обнаруженные де-
фекты и отступления от проекта и особенно тщательно
проверить состояние фермы оси 35 в пролете X—Ш в
связи с возможным повреждением ее при аварии. Было
предложено также вменить в обязанность мастера перед
— 128 —
началом смены проверять знания бригадиров требова-
ний проекта монтажа, относящихся к сменному за-
данию.
В апреле 1964 г. на строительстве третьей очереди
главного корпуса обогатительной фабрики произошло
обрушение всех конструкций надземного строения этого
корпуса.
Комиссия Госстроя СССР, рассмотрев проектную и
исполнительную документацию, относящуюся к данному
корпусу обогатительной фабрики, проведя исследования
грунтов, фундаментов, отдельных узлов соединений и
конструкций, изучив анализы механических характерис-
тик образцов сталей, взятых из обрушившихся конструк-
ций, и результатов геодезических съемок фундаментов и
анкерных болтов, установила причины этой аварии.
Главный корпус третьей ечереди строительства пред-
ставляет собой каркасное здание, состоящее из пяти про-
летов общей шириной 113,5 м (рис. 46). Пролеты здания
имеют размеры в пролетах: Б—Г 15 м; Д—Е 24 м;
Ж—И 7,5 м; И—Д 30 м и К—Л 36 м. Пролет Б—Г без
мостовых кранов, имеющий высоту до нижнего пояса
стропильных ферм 27,7 м; пролет Д—Е высотой 27 м
оборудован мостовыми кранами грузоподъемностью
250/30 и 20/5 среднего режима; пролет Ж—И (четырех-
этажное отделение) общей высотой 18 м; пролет И—К
высотой 15,5 м, в котором предусмотрен мостовой кран
грузоподъемностью 5 т, и пролет К—Л без мостовых
кранов высотой 12 м.
Несущие конструкции состоят из металлических ко-
лонн по рядам Б, Г, Д, Е, /К, И и К, железобетонных
сборных колонн по ряду Л, металлических ферм. Покры-
тие состоит из сборных плит размером 1,5X6 м, утеплен-
ных пенопластом плотностью 260 кг/м3, гидроизоляцион-
ного ковра из трех слоев рубероида по асфальтовой стя-
жке. Стены по ряду Б—кирпичные самонесущие толщиной
в 2,5 кирпича — возведены по сборным железобетонным
рандбалкам, а по ряду Л стоят на подпорной монолит-
ной железобетонной стенке.
Расчетные нагрузки на здание приняты: снеговая
2000 Н/м2, ветровая — 700 Н/м2.
Проект архитектурно-строительной части и проект
стальных конструкций КМ разработан специализирован-
ным институтом. Стальные конструкции здания были
изготовлены на заводе металлических конструкций по
деталировочным чертежам КМД, разработанным КБ
9—843
— 129 —

этого завода. Стальные конструкции запроектированы
из стали Зкп.
Обрушившаяся часть строящегося здания расположе-
на между рядами И и Л (два пролета размерами 30 и
36 м) в температурном блоке между осями 38—53. Об-
щая площадь обрушения составляет 66-84 = 5544 м2.
Кроме того, в осях 44—46 пролета Ж—И обрушились
балки и плиты покрытия и перекрытия третьего и второ-
го этажей. Строительство этой части здания было нача-
то в ноябре 1962 г.
— 130 —
На момент аварии в этом участке были установлены
колонны и подкрановые балки по ряду И, колонны и
подкрановые балки по ряду К, все железобетонные ко-
лонны по ряду Л и связи по колоннам этого ряда между
осями 45—46; стропильные фермы со связями в осях
38—53 в пролете И—К; стропильные фермы со связями
в осях 38—52 в пролете /<—Л.
По установленным стропильным фермам были уло-
жены сборные железобетонные плиты покрытия, утепли-
тель и рубероидный ковер. По рядам И и Л были воз-
ведены кирпичные стены, за исключением частей стен
в осях 49—53, где кладка стен не была закончена.
В результате аварии на этом участке обрушились все
стропильные фермы совместно с элементами покрытия
и все колонны по оси К. Часть стены по ряду Л между
осями 44—47 и две железобетонные колонны обрушились
наружу здания. Остальные колонны и стена по ряду Л
отклонились на 20...50 см. В пролете Ж—И обрушились
две балки покрытия и плиты покрытия пролета в осях
44—45, балки и плиты перекрытия над третьим и вторым
этажами в осях 44—46 вместе с кирпичными стенами в
этих осях.
По данным метеостанции, температура воздуха коле-
балась в пределах от —5,7 до +2,2 °C, максимальная
скорость ветра достигла 8 м/с. .
Были проверены проекты стропильных ферм, соот-
ветствие чертежей КМ и КМД и соответствие изготов-
ленных ферм проектам, а также качество строительно-
монтажных работ и последовательность производства
работ, в результате чего было установлено:
институт при разработке проекта здания главного
корпуса фабрики принял расчетную схему в поперечном
разрезе как пятипролетную раму с жесткими заделками
верхних узлов рам в пролетах Б—Г, Д—Е и Ж—И и с
шарнирными опираниями стропильных ферм на колон-
нах по рядам И, К, Л (см. рис. 46). В проекте КМ в
узле крепления верхних поясов смежных стропильных
ферм по ряду К для оси 37 показана монтажная привар-
ка соединительной планки к нулевым панелям верхних
поясов над опорной стойкой этих ферм, что является
ошибкой. Чертежи аналогичных узлов по другим осям
в проекте КМ отсутствуют. В этом же узле дано подвиж-
ное соединение поясов на овальных отверстиях. В типо-
вом решении по альбому ПК-01-32 монтажных швов в
этом узле не предусматривается;
в чертежах КМД не показаны монтажные швы при-
соединения опорных плит ферм к оголовкам колонн, что
является необоснованным отступлением от проекта КМ
и типового решения по альбому ПК-01-32;
в натуре соединения стропильных ферм в нулевой
панели над опорной стойкой по ряду К и соединение
нулевой панели с оголовком колонны по ряду И выпол-
нены жесткими путем приварки планок;
приварка опорных плит ферм к оголовкам колонн по
ряду К, предусмотренная проектом КМ, не была осуще-
ствлена;
плиты ПКЖ кровли не во всех точках соединения
были приварены к поясам стропильных ферм;
по ряду К вертикальные связи по колоннам и часть
распорок между колоннами не поставлены;
укладка утеплителя и изоляционного ковра по кровле
выполнены до подливки несущих колонн по ряду К;
заделка болтов в фундаменты выполнена с больши-
ми отклонениями от проектного положения. Размеры от-
клонений достигают в среднем 60...70 мм. Наибольшее
отклонение было равно 100 мм, а заложенные анкерные
болты имели различные диаметры;
кирпичная кладка внутренних стен в пролете Ж—И
и части стены по ряду Л выполнена некачественно.
В результате нарушения проектной расчетной схемы
стропильных ферм, вызванного частичной заделкой
ферм на опорах по ряду И, и создания неразрезности
ферм над опорой по ряду К в элементах верхних поясов
ферм (в нулевых панелях) возникли растягивающие
усилия, как показал расчет, значительно превышающие
прочность соединения.
Разрушающие усилия в соединениях верхних поясов
ферм по колоннам ряда И и над опорами ряда К, опре-
деляемые прочностью сварных соединений планок, пло-
щадью сечения планок и уголков нулевых панелей, на-
ходятся в пределах 500...700 Н. Эти усилия значи-
тельно меньше возникших от заделки и неразрезности
ферм.
При осмотре обрушившихся ферм установлено, что
имели место разрывы уголков нулевых панелей соеди-
нительных планок и срез сварных швов.
При разрыве указанных элементов или срезе свар-
ных швов в планках имело место мгновенное приложе-
ние в плоскости покрытия значительных по величине
(500...700 Н) сил, которые при отсутствии связей по ко-
— 132 —
лоннам, обеспечивающих их устойчивость, могли выз-
вать обрушение всего покрытия.
В процессе строительства и монтажа конструкций
имели место грубые нарушения правил производства
строительно-монтажных работ в связи с низкой произ-
водственной дисциплиной и отсутствием должного кон-
троля. Отсутствовал также систематический надзор со
стороны заказчика, контроль генподрядчика и авторский
надзор со стороны проектного института.
На основании натурного обследования, произведенного
на месте обрушения, просмотра проектов, проведе-
ния статических расчетов, изучения материалов и техни-
ческой документации, проведения дополнительных изыс-
каний и исследований комиссия установила, что основ-
ными причинами обрушения всех конструкций надземного
строения здания главного корпуса обогатительной
фабрики в осях 38—53 в пролетах И—К—Л явилось:
изменение расчетной схемы конструкций покрытия
вследствие неправильного закрепления ферм на опорах,
в результате чего расчетная схема ферм с шарнирным
опиранием была превращена в статически неопредели-
мую систему. При новой расчетной схеме в нулевых па-
нелях ферм возникли усилия, значительно превышаю-
щие прочность уголков нулевых панелей и их узловых
соединений;
ошибка, допущенная проектным институтом в черте-
же узла над опорой ферм по ряду К и при монтаже уз-
лов крепления ферм к колоннам по оси И;
отсутствие вертикальных связей и распорок по ко-
лоннам ряда К, в результате чего устойчивость здания
в продольном направлении по этому ряду не была обес-
печена;
нарушение правил производства строительно-монтаж-
ных работ, выразившееся в отсутствии необходимой по-
следовательности строительно-монтажных работ по уст-
ройству покрытия (укладка утеплителя, асфальтовой
стяжки и рубероидного ковра), без установки вертикаль-
ных связей по колоннам ряда К и без подливки башма-
ков колонн ряда К;
низкая производственная дисциплина и отсутствие си-
стематического контроля со стороны исполнителей, а
также отсутствие систематического надзора заказчика и
авторского надзора со стороны проектной организации.
В целях ликвидации последствий обрушения было
признано необходимым провести следующие мероприя-
тия:
— 133 —
проектному институту выдать необходимую проект-
ную документацию по восстановлению обрушившейся
части здания (проект КМ), предусмотрев при этом уве-
личение числа связей в соответствии с действующим ти-
повым решением;
монтажному управлению закончить тщательное об-
следование всех монтажных соединений в конструкциях
эксплуатируемой части здания и при несоответствии мон-
тажных соединений проектным устранить их. При этом
освобождение от защемлений верхних узлов по рядам И
и К выполнять по специальному проекту ГПИ Проект-
стальконструкция;
выдать проект восстановления первоначальной рас-
четной схемы покрытия как разрезной системы с шарнир-
ными опираниями ферм на колонны согласно проекту
КМ. При разработке проекта провести все необходимые
расчеты вспомогательных приспособлений для освобож-
дения от защемлений ферм и предусмотреть меры пред-
осторожности против возникновения мгновенно приложен-
ных сил при освобождении ферм от связей защемления.
Проектом учесть также постановку распорок в узлах
верхнего пояса ферм у опорных панелей для предупреж-
дения от возможных смещений из плоскости при осво-
бождении от защемления;
провести экспертизу проекта КМ и расчетов всех
стальных конструкций, включая расчеты поперечных рам
здания;
провести тщательное обследование всех стальных
конструкций эксплуатируемой части здания главного
корпуса и дать заключение по результатам обследова-
ния.
В целях предупреждения повторения подобной ава-
рии, а также в целях повышения качества проектирова-
ния, изготовления и монтажа стальных конструкций объ-
екта необходимо:
поручать разработку проектов стальных конструкций
только специализированным проектным организациям;
организациям, связанным с проектированием, изго-
товлением и монтажом стальных конструкций, принять
меры к обеспечению высокого качества стальных конст-
рукций зданий и сооружений;
при проектировании и расчете конструкций учиты-
вать реальные условия монтажа и предусматривать ме-
роприятия, обеспечивающие прочность и устойчивость
конструкций на всех стадиях производства работ;
— 134 —
организациям и предприятиям, выполняющим дета-
лировочные чертежи на стадии КМД, не допускать из-
менений, понижающих прочность и устойчивость конст-
рукций, их отдельных элементов, узлов и стыков по срав-
нению с предусмотренными проектом на стадии КМ, а
в случаях необходимости внесения в КМД изменений,
влияющих на прочность и устойчивость конструкций, эти
изменения согласовывать с проектной организацией,
разработавшей чертежи КМ;
предприятиям и организациям, изготовляющим сталь-
ные конструкции, обеспечивать повседневный контроль
за качеством выпускаемых конструкций, соответствием
их проекту и действующим нормативным документам,
обратив особое внимание при этом на контроль качества
сварных соединений;
установить контроль и не допускать случаев наруше-
ния очередности и комплектности отгрузки стальных кон-
струкций, предусмотренных условиями поставки;
организациям, разрабатывающим проекты производ-
ства работ по монтажу стальных конструкций, предус-
матривать необходимые указания по очередности и по-
следовательности монтажа конструкций, а также другие
мероприятия, обеспечивающие устойчивость конструк-
ций на всех этапах производства работ. При разработке
ППР учитывать современные особенности проектных ре-
шений, использующих сборные железобетонные конст-
рукции в качестве жестких элементов, включаемых в ра-
боту пространственной системы;
не допускать начала монтажных работ до окончания
и приемки строительных работ по нулевому циклу; про-
изводить тщательную геодезическую проверку и прием-
ку фундаментов, опор и закладных деталей под монтаж
колонн, ферм, ригелей, панелей и др. Не приступать к
монтажу до подписания актов на готовность фундамен-
тов, опор и получения исполнительных схем;
выполнение монтажных работ производить по утвер-
жденным проектам производства работ. Проекты произ-
водства работ в части монтажных и специальных работ
утверждать главным инженерам соответствующих мон-
тажных организаций (треста, монтажного управления);
монтаж конструкций начинать только при наличии
комплектных конструкций, обеспечивающих возможность
создания устойчивого положения смонтированным эле-
ментам каркаса;
последовательность монтажа, установку конструкций
— 135 —
и закрепление их выполнять в соответствии с проектом
производства работ и обеспечивать устойчивость конст-
рукций на всех стадиях монтажа. Постоянное закрепле-
ние конструкций производить одновременно с установкой
их в проектное положение и в порядке, предусмотренном
проектом производства работ.
В сентябре 1960 г. произошло обрушение части покры-
тия печного отделения цементного завода, построенного
по проекту, разработанному специализированной проект-
ной организацией.
Печное отделение, в котором произошла авария час-
ти покрытия размером в плане 42Y168 м (площадью
7050 м2), имеет два пролета по 21 м и перекрыто сталь-
ными стропильными фермами, опирающимися на железо-
бетонные сборные колонны. Шаг колонн равен 6 м, за
исключением расстояния между осями 3 и 5, где он ра-
вен 12 м. Фермы 3, 4 и 5 в обоих пролетах установлены
не на железобетонные колонны, а на подстропильные
фермы, опирающиеся на колонны осей 3 и 5 (рис. 47).
В цехе обжига установлены три экспериментальные
печи размером 4,5X5X135 м. Печь № 1 введена в экс-
плуатацию в августе 1958 г., печь № 2 — в декабре
1959 г., печь № 3 находилась во временной эксплуатации
с июля 1960 г.
Стальные стропильные фермы — разрезные с парал-
лельными поясами и раскосной решеткой со шпренге-
лями. На стропильные фермы уложены железобетонные
сборные плиты размером 6X1,5 м, приваренные к верх-
ним поясам ферм. На плиты по цементной стяжке на-
клеен гидроизоляционный ковер их трех слоев руберои-
да и пергамина. Кровля—двускатная с уклоном 1 : 12, с
наружным отводом воды. Между осями 3—4 и 6—7 рас-
положены поперечные аэрационные фонари.
Обрушение покрытия произошло при работе цемент-
ных печей № 1 и 2 на участке между рядами Б и В в
осях 2—6 над горячей частью печи № 1 и между рядами
А и Б в осях 3—6 над печью № 2 общей площадью 880 м2.
Обрушились подстропильные фермы пролетом 12 м
(Пф-1), пять стропильных ферм (Ф-1) пролетом 21 м,
конструкции фонаря.
Подстропильная ферма ряда В (рис. 48) была сорва-
на с железобетонной колонны оси 5 и повисла па опоре
по оси 3; стропильные фермы по осям 3 и 4 между ряда-
ми Б и В остались прикрепленными к подстропильной
ферме ряда В и оторвались от подстропильной фермы
— 136 —
47. Покрытие печного отделения цеха обжига
ряда Б\ концы этих стропильных ферм легли на техно-
логическое оборудование печи № 1.
Стропильная ферма по оси 5 между рядами Б и В
оторвалась от подстропильных ферм рядов Б и В и упа-
ла на мост электрического крана. Подстропильная фер-
ма ряда Б была сорвана с железобетонной колонны оси
5, вывернута в сторону ряда А и удержалась опорным
башмаком на опоре по оси 3. Подстропильная ферма
ряда А верхним поясом наклонилась в сторону ряда Б
вследствие падения стропильных ферм.
Две стропильные фермы между рядами Л и Б по
осям 4 и 5 оторвались от подстропильной фермы ряда Б
137 —
48. Узел опирания подстропильной
фермы на колонну по оси 3 ряда В
1 — линия среза консоли; 2 —гра-
ница фактического положения ар-
матуры; 3 — болты 0 24 мм
и концами оперлись на тех-
нологическое оборудование;
другие концы ферм остались
закрепленными в подстро-
пильной ферме ряда А.
Стропильные фермы ме-
жду рядами Б и В по осям
1 и 2 были сдвинуты с оси
железобетонной колонны по
ряду В на 70 мм; у стропиль-
ной фермы по осн 3 между
рядами А и Б при обруше-
нии соседних ферм были де-
формированы концевые па-
нели верхнего пояса; ферма
же удержалась на опорах.
В растянутых элементах
обрушившихся подстропиль-
ных и стропильных ферм
полного разрыва элементов,
сечений при осмотре не об-
наружено; найдены надры-
вы одного уголка сечения и
частичные разрушения свар-
ных швов в местах резких
перегибов элементов. Часть
сжатых элементов подстро-
пильных и стропильных
ферм сильно деформирована
как в плоскости, так и из
плоскости ферм. В железобетонных колоннах по оси 5
ряда Б и по оси 2 ряда В произошло скалывание бето-
на с боковых поверхностей верхних частей.
Десять плит покрытия повисли на закладных дета-
лях, приваренных к верхнему поясу стропильных ферм
по осям 2 и 6 между рядами Б и В. Остальные плиты об-
рушились вместе с металлическими конструкциями.
Ограждающие железобетонные стеновые панели с ме-
таллическим фахверком рядов А и В частично обруши-
лись и деформировались. Железобетонные связи по ря-
ду Б между осями 2 и 6 также частично обрушились.
На обслуживающих площадках, технологическом обо-
рудовании, на полу цеха и на упавших конструкциях
обнаружены значительные количества цементной пыли
как в сыпучем состоянии, так и слежавшейся в виде кус-
ков различных размеров.
— 138 —
Основное технологическое оборудование не пострада-
ло от обрушения покрытия.
Обрушение конструкции покрытия печного отделения
произошло частично на том же участке, где обрушилось
покрытие в июле 1959 г. В 1959 г. упали подстропильная
ферма по ряду В в осях 3—5 и четыре стропильные фер-
мы между рядами В и Б по осям 3—6. Одновременно с
обрушением этих ферм скололась консоль железобетон-
ной колонны в ряду В по оси 3 и сломалась верхняя часть
железобетонной колонны в ряду В по оси 6.
Расследование причин аварии 1959 г. производили
две комиссии: совнархоза и Госстроя РСФСР. Комиссия
совнархоза пришла к выводу, что причиной аварии бы-
ла постановка в стыковом узле стропильных ферм смеж-
ных пролетов (дополнительно к двум вертикальным чер-
ным болтам 020 мм) четырех горизонтальных черных
болтов 0 20 мм, создавших частичную неразрезность
стропильных ферм смежных пролетов. Комиссия Гос-
строя РСФСР, произведя расчеты металлических конст-
рукций, пришла к выводу, что частичная неразрезность
стропильных ферм в стыковом узле не могла явиться
причиной аварии. Основной причиной аварии было раз-
рушение консоли железобетонной колонны по оси 3 ря-
да В, на которую опиралась подстропильная ферма при
помощи столика из двух обрезков двутавра № 20 (см.
рис. 55). В плоскости среза части консоли этой колонны
не было обнаружено арматуры, предусмотренной рабо-
чими чертежами.
При выяснении причин обрушения покрытия, проис-
шедшего в 1960 г., было установлено, что предусмотрен-
ное проектом восстановление конструкций покрытия вы-
полнено по проекту, за исключением замены деформиро-
ванной фермы по оси 4 между рядами А и Б. Строительной
организацией была произведена замена деформиро-
ванных элементов этой фермы, и ее усиление аналогич-
но с усилением других ферм по проекту. Это отклонение
не снизило несущей способности фермы по ряду 4 по
сравнению с соседней фермой по оси 5.
С целью установления причины обрушения покрытия
комиссией Госстроя РСФСР было проведено следую-
щее: обследованы обрушившиеся и поврежденные кон-
струкции перекрытия (металлические и железобетон-
ные); рассмотрены результаты поверочного расчета стро-
пильных ферм, выполненного проектной организацией с
учетом фактического значения постоянной нагрузки от
— 139 —
покрытия; рассмотрена исполнительная техническая до-
кументация, приложенная к актам сдачи-приемки конст-
рукций цеха; проведены контрольные испытания образ-
цов металла, взятых из наиболее напряженных элементов
всех обрушившихся стропильных ферм и подстро-
пильной фермы по ряду Б; проведены полевые испыта-
ния прочности бетона поврежденных колонн; проведены
с помощью тензометров исследования действительной
работы стропильных ферм под нагрузкой! для установ-
ления влияния на их работу частичной неразрезности
болтового соединения верхних поясов ферм двух смеж-
ных пролетов; рассмотрены характер и размеры выделе-
ния цементной пыли печами № 1 и 2 и отложения ее на
кровле печного отделения в «горячем» конце и органи-
зация уборки этой пыли с кровли цеха; выявлены при-
чины усиленного выделения цементной пыли печами.
Обследованием обрушившихся металлических конст-
рукций установлено отсутствие полных разрывов растя-
нутых и сжатых элементов; были лишь частичные над-
рывы отдельных уголков из сечений элементов ферм и
сварных швов в местах больших пластических деформа-
ций элементов. Наряду с этим сжатые элементы некото-
рых ферм, в частности опорные раскосы, сильно дефор-
мированы из плоскости ферм, что дает основание счи-
тать, что эти раскосы до обрушения ферм потеряли ус-
тойчивость. Наиболее показательной в этом отношении
является деформация опорного раскоса, примыкающего
к подстропильной ферме.
Поверочный расчет стропильных ферм, выполненный
Гипроцементом с учетом фактического значения посто-
янных нагрузок и на расчетные нагрузки от снега и це -
ментной пыли (700 Па), показал, что элементы ферм от
этих нагрузок имеют напряжения, не превышающие рас-
четное сопротивление для стали марки СтЗ.
Металлические конструкции печного отделения, изго-
товленные заводом металлоконструкций и смонтирован-
ные в 1958 г., были сданы по акту с хорошей оценкой ка-
чества работ. Новые металлические конструкции для
восстановления покрытия цеха после аварии 1959 г. бы-
ли изготовлены, смонтированы и сданы по акту также с
хорошей оценкой.
Приложенные к акту сертификаты на металл под-
тверждают, что эти конструкции, за исключением ниж-
него пояса подстропильной фермы, были изготовлены из
прокатной стали марки СтЗ по действовавшему тогда
— 140 —
1. Результаты испытаний образцов стали
— — ’	Элементы ферм	Временное сопротивле- ние, Па	Предел те- кучести, Па	Относитель- ное удлине- ние, %
				
Фермы				
				
				
				
— ——				
Стропильные:		372		26,9
между рядами Б и В	Верхнего пояса		253	
по оси 3 (новая)	Нижнего пояса	364	256	34
	Опорный раскос	353	238	34,3
между рядами А и Б	Верхнего пояса	501	337	17
по оси 5 (старая)	Нижнего пояса	398	278	28,5
	Опорный раскос	45	31	22,1
между рядами А и Б	Верхнего пояса	404	283	23,4
по оси 4 (усиленная)	Нижнего пояса	444	307	21,7
	Опорный раскос	426	292	27,4
Подстропильная ферма	Верхнего пояса	382	267	28,8
ряда Б между осями	Нижнего пояса	408	286	28,5
3—5	Опорный раскос	407	275	29,6
	Средняя стойка	388	267	31,1
ГОСТ 380—60 (в настоящее время действует ГОСТ 380—
71) с незначительным отступлением по пределу текучес-
ти до 240 Па при браковочном минимуме предела теку-
чести стали до 240 Па.
Нижний пояс подстропильной фермы был изготов-
лен из уголков 90X90x8 мм с пределом текучести
209 МПа. Согласно расчету, напряжение в нижнем по-
ясе от расчетных нагрузок составляет всего 12,1 МПа,
что составляет 57 % расчетного сопротивления для ста-
ли марки СтЗ. Поэтому эти сниженные значения преде-
ла текучести примененной стали не могли заметно умень-
шить несущую способность вновь изготовленных конст-
рукций.
Контрольные испытания металла (табл. 1) показали,
что обрушившиеся металлические конструкции изготов-
лены из стали марки СтЗ по действовавшему в то время
ГОСТ 380—60, имеющей лишь в отдельных случаях не-
которые отступления по пределу текучести (до 234 Па)'
и по временному сопротивлению (до 353 Па). Верхний
пояс стропильной фермы А—Б по оси 5 был изготовлен
из стали повышенной прочности (временное сопротивле-
ние 501 Па, предел текучести 337 Па).
Согласно паспортам лабораторных испытаний бето-
на поврежденных колонн по оси 5 ряда Б и по оси 2 ряда
— 141 —
В, прочность бетона этих колонн соответствует проект-
ной марке М 200. Проверка поврежденных колонн молот-
ком подтвердила соответствие бетона проектной марке.
Вращающиеся печи размером 4,5X5X135 м, установ-
ленные па цементном заводе на проектную производи-
тельность 50 т клинкера в 1 ч, являются первыми опыт-
ными образцами.
Для обеспечения нормального технологического ре-
жима работы печи были запроектированы и при монта-
же осуществлены следующие теплообменные устройст-
ва: цепная завеса, расположенная на участке 94—130 м;
металлический теплообменник длиной 9 м на участке
80—89 м; три керамических теплообменника длиной 9;
7,5 и 6 м, расположенных на участках 43—49; 54—61,5 и
67—76 м (все размеры участков указаны от обреза го-
ловки печи).
Проведенные испытания печи № 2 в феврале 1959 г.
показали, что печь при таком насыщении теплообменны-
ми устройствами способна дать производительность мак-
симально 49,6 т и минимально 44,7 т/ч. Средняя произво-
дительность во время испытания — 47,4 т клинкера в 1 ч
при расходе топлива 1655 ккал на 1 кг клинкера.
При таком режиме необходимо было держать разре-
жение за печью 820 Па, при этом головка печи находи-
лась под небольшим разрежением—1...3 мм, а темпера-
тура отходящих газов за печью удерживалась в преде-
лах 261...277 °C.
В середине 1959 г. на печи № 1 износились все теп-
лообменные устройства, кроме цепной завесы, значи-
тельной сработке подверглись также и теплообменные
устройства на печи № 2. Износ керамических теплооб-
менников вызвал изменение теплового и технологичес-
кого режимов печей. При открытой для теплового пото-
ка трубчатой печи уже невозможно было держать в ка-
мере за печью разрежение 82 мм из-за опасности сжечь
электрофильтры, вследствие чего зона спекания значи-
тельно приблизилась к головке печи, а сама головка и
холодильник стали работать под небольшим давлением,
что при мелкодисперсном состоянии обжигаемого клин-
кера вызывало излишнее пылевыделение из головки пе-
чи и холодильника. Производительность печей снизилась
до 40 т/ч.
Установленные к печам барабанные холодильники
размером 5X15 м благодаря большому диаметру при
сбрасывании клинкера сверху вниз разрушали его струк-
— 142 —
В А
49. Отложения цементной пылн на покрытии
1 — пыль; 2 — фонарь; 3 — место убираемой пыли
туру и способствовали обильному выделению цементной
пыли.
В целях обеспечения нормального режима работы пе-
чей с доведением съема клинкера до проектного необхо-
димо было восстановить полный объем керамических и
других видов теплообменников, а также заменить бара-
банные холодильники колосниковыми, что своевременно
не было сделано.
Цементная пыль, выбрасываемая через аэрационные
поперечные фонари над горячей частью печей, особенно
интенсивно откладывалась на кровле между фонарями и
снаружи фонарей. Толщина этих отложений достигала
70...80 см; очистка же кровли от пыли производилась не-
регулярно и недостаточно интенсивно. Большие отложе-
ния цементной пыли были обнаружены на сохранившей-
ся части покрытия вблизи аэрационных фонарей (рис.
49). По данным ряда измерений, средняя плотность це-
ментной пыли в ее многодневных наслоениях составляла
1,6...1,7 т/м3.
Поверочные расчеты на возможные нагрузки от це-
ментной пыли на отдельных участках кровли цеха пока-
зали, что элементы стропильных ферм от этих нагрузок
имели аварийные перенапряжения (табл. 2).
Для сжатых элементов расчетные напряжения ука-
заны с учетом коэффициента продольного изгиба.
Как отмечалось выше, комиссия совнархоза при уста-
новлении причин аварии 1959 г. пришла к выводу, что
— 143 —
2. Напряжение в элементах ферм, МПа
	Ферма на оси	Ферма па
Элементу	|	5 между ря-	оси 5 между
	дами А и Б	рядами Б и В
Верхний пояс 		264	306
Нижний пояс		313	340
Опорный раскос у ряда Б . . . .	299 	310
Крайний опорный раскос		268	304
авария вызвана потерей устойчивости нижнего пояса
фермы на оси 5 у средней опоры вследствие влияния не-
разрезности ферм.
После аварии 1960 г. в целях определения степени
неразрезности ферм и влияния ее на их работу, а также
для определения деформаций и напряжений в опорном
раскосе и в крайнем элементе нижнего пояса фермы у
средней опоры на оси 7 между рядами В—Б было уста-
новлено шесть тензометров системы Гугенбергера с ра-
бочей базой прибора 20 мм и ценой деления шкалы
0,001 мм.
В момент установки приборов на плитах покрытия,
опирающихся на ферму, имелись значительные отложе-
ния цементной пыли. После установки тензометров це-
ментная пыль была удалена с плит покрытия. По мере
удаления пыли величина нагрузки на элементы фермы
изменялась, что и фиксировалось установленными тензо-
метрами. После снятия цементной пыли напряжение в
опорном раскосе понизилось в среднем до 326 МПа и в
нижнем поясе — до 212 МПа.
Фактические напряжения, измеренные тензометрами
в опорном раскосе и в крайнем элементе нижнего пояса,
примыкающего к средней колонне, стропильной ферме
между рядами Б—В по оси 7, при очистке кровли от це-
ментной пыли показали, что болтовое соединение ферм
над средней опорой мало влияет на работу ферм как
разрезных и, в частности, не может изменить знака на-
пряжения в крайней панели нижнего пояса (с растяже-
ния на сжатие), что предотвращает потерю устойчивости
нижнего пояса в этих панелях.
Таким образом, выводы комиссии совнархоза о по-
тере устойчивости нижнего пояса фермы на оси 5 у сред-
ней опоры, вызвавшей аварию ферм, исследованиями
фактических напряжений не подтвердились.
— 144 —
На основании приведенных данных установлено, что
основной причиной обрушения конструкций перекрытия
печного отделения над печами № 1 и 2 в сентябре 1960 г.
явилась недопустимая перегрузка кровли цементной
пылью. Перегрузку кровли усугубили интенсивные дож-
ди, прошедшие за два месяца, предшествующие аварии.
Комиссия Госстроя СССР дала рекомендации по вос-
становлению обрушенной части покрытия в двух вариан-
тах:
по проекту с аэрационными фонарями между осями
3—4 и 6—7 с сохранением ранее принятой нагрузки. Од-
нако, учитывая, что в печном отделении установлены экс-
периментальные вращающиеся печи, выделяющие повы-
шенное количество цементной пыли, оседающей через
аэрационные фонари на кровле, целесообразно заменить
покрытие железобетонными плитами в зоне горячего
конца цеха обжига в осях 1—9 и ряда А—В площадью
1530 м2 кровлей из листовой стали толщиной 4—5 мм по
стальным прогонам;
с изъятием аэрационных фонарей и заменой их вы-
тяжными вентиляционными установками; в этом случае
следует сохранить покрытие из железобетонных плит.
Окончательно вариант восстановления должен быть
выбран на основании технологических расчетов и уточ-
нения возможности создания искусственной вентиляции
необходимой мощности.
Учитывая, что при обрушении покрытия ферма по оси
3 между рядами А и Б имела деформированные элемен-
ты, было рекомендовано ее демонтировать и заменить
новой. Фермы по оси 1—2 между рядами Б и В вследст-
вие смещения их с опор или обрушения необходимо ус-
тановить в проектное положение. Кроме того, вследствие
частичного разрушения верхней части железобетонных
колонн при обрушении необходимо их усилить железобе-
тонными обоймами по оси 5 ряда Б и по оси 2 ря-
да В.
При анализе причин аварии покрытия на цементном
заводе обращает на себя внимание бесхозяйственная
эксплуатация покрытия. При таком обильном выделе-
нии цементной пыли дирекция не создала специальной
службы по очистке ее с покрытия.
Напрашивается вывод, что печи обжига не следует
размещать в специальном помещении, да еще с аэраци-
онными фонарями. Более целесообразно устанавливать
их на открытых площадках с местными покрытиями от-
10—843
— 145 —
дельных участков, как это предусматривается теперь в
типовых проектах.
Из уроков этой аварии следует, что на цементных за-
водах необходимо учредить специальную службу, на ко-
торую должны быть возложены тщательный повседнев-
ный контроль за эксплуатацией покрытий и борьба с
отложениями на них цементной пыли.
В 1973 г, произошло обрушение покрытия печного
отделения цементного завода. Обрушились конструкции
на площади около 1000 м2. В результате обрушения ос-
тановились три вращающиеся печи.
Печное отделение, примыкающее к складу клинкера,
представляет собой трехпролетное здание с пролетами
— 146 —
50. Конструкции покрытий
/—Эстакада цементопроводов; 2 — обвязочная балка углеподготовительного
отделения; 3 — подстропильные фермы; 4 — стропильные фермы; 5 —колонна;
6 — распределительная балка; 7 —портальная связь; 8 — вращающаяся печь;
9 — промежуточные положения конструкций при начале обрушения
по 12 м, состоящее из двух температурных блоков об-
щей длиной 144 м (рис. 50).
Несущими конструкциями являются металлические
стропильные и подстропильные фермы и колонны. Ко-
лонны изготовлены из двух спаренных швеллеров № 30.
Продольная устойчивость температурных блоков обеспе-
чивается горизонтальными и портальными связями. За-
водские соединения металлических конструкций свар-
ные, монтажные — на болтах.
Покрытие выполнено из мелкоразмерных сборных же-
лезобетонных плит размером 0,5+2 м, уложенных на
прогоны из швеллеров № 20. В период эксплуатации же-
лезобетонные плиты над горячим концом печи были за-
10*
— 147 —
менены стальными панелями, изготовленными из 6-мил-
лиметрового листа с ребрами из швеллеров № 12.
Над кровлей через все три пролета над углом около
60° к оси Л1 устроена эстакада цементопроводов. Кон-
струкции изготовлены и смонтированы в 1957 г. Цех
эксплуатируется с 1958 г. без должного надзора за со-
стоянием конструкций.
Во всех цехах завода при ремонтных работах стро-
повку различных грузов производили за любые точки
конструкций. На прогонах, фермах, связях сохранились
многочисленные обрывки тросов, стропов и проволоки в
разное время, использованных для подъема и перемеще-
ния оборудования. Кровлю очищали нерегулярно и на
разных участках отложения слежавшейся цементной и
угольной пыли достигали 70—80 см, что соответствует
нагрузке 150—200 Па.
Как показало расследование причин аварии, разру-
шение началось с обрыва балки, поддерживающей пилон
эстакады цементопроводов. При падении эстакады про-
изошла деформация колонны в осях И—Г. Подстро-
пильная ферма в осях И—15Г, превратившаяся на не-
которое время в консольную, разрушала крепление в уз-
ле Б примыкания верхнего пояса к колонне в осях 15Г.
Болты, не имевшие шайб и заполнявшие не все отвер-
стия во фланце, были вырваны, фланец заметно дефор-
мировался.
Таким образом, рассматриваемая авария аналогична
предыдущей и произошла вследствие перегрузки покры-
тий цементной пылью, превратившейся со временем в це-
ментный раствор.
Рассматриваемая авария является примером неудов-
летворительной эксплуатации стальных конструкций
предприятий цементной промышленности. Правила тех-
нической эксплуатации цементных заводов грубо нару-
шаются.
Проектировщики и научные работники считают целе-
сообразным включение в нормативные документы по
проектированию требований об учете дополнительной
нагрузки от пыли. Называются даже значения этой на-
грузки— не менее 10 Па. С этим нельзя согласиться.
В современных условиях единственно правильным явля-
ется устройство фильтров, исключающих выделение пы-
ли, а также, как отмечалось выше, создание специаль-
ной службы по контролю за эксплуатацией покрытий.
— 148 —
51. План покрытия и общий вид фермы
а — план покрытия; б—схема фермы; 1 — водоизоляционный ковер; 2 — ас-
фальтовая стенка; 3 — шлаковата; 4 — многопустотные сборные железобетон-
ные плиты; <5 — карнизная плита;; 6 — верхний пояс фермы; 7 — металличе-
ские фермы
В 1961 г. произошло обрушение покрытия над залом,
выполненного по стальным фермам пролетом 15,7 м, ус-
тановленным через 3,2 м (рис. 51). Согласно проекту,
верхний пояс ферм принят из двух швеллеров № 16,
нижний пояс — из труб диаметром 89 мм с толщиной
— 149 —
стенок 6 мм, решетка — из труб диаметром 60 мм с тол-
щиной стенок 5 мм. По фермам уложены многопустотные
плиты высотой 16 см с круглыми отверстиями, утеплен-
ные шлаковатой с металлической сеткой. По утеплителю
уложены асфальтовая стяжка толщиной 4 см и водоизо-
ляционный ковер.
Экспертами, расследовавшими аварию, совместно с
комиссией Академии наук СССР, было установлено, что
при возведении покрытия были допущены следующие от-
ступления от проекта: асфальтовая стяжка в ряде мест
уложена толщиной до 15 см вместо 4 см; пояса ферм вы-
полнены из труб 089,5 мм при толщине стенок 3 и 3,5 мм
вместо предусмотренных труб 089 мм с толщиной стен-
ки 6 мм, т. е. сечение поясов было принято вдвое мень-
шим против проектного.
Контрольные испытания металла поставленных труб
проведены в ЦНИИСК им. Кучеренко (табл. 3 и 4).
По механическим свойствам и химическому составу
сталь поставленных труб отвечает марке Ст4, т. е. мар-
ке стали, предусмотренной в проекте.
Повышенное значение предела текучести и снижен-
ное значение относительного удлинения следует объяс-
нить наклепом, вызванным перегрузкой этих элементов.
Увеличение веса асфальтовой стяжки хотя и привело
к повышению усилий в элементах стальных ферм, одна-
ко вызвать их разрушение не могло.
Снижение толщины стенок труб привело к значитель-
ному перенапряжению ответственных элементов фермы—
поясов. Фактические напряжения в этих поясах состав-
ляют: в ферме № 1 с разрывом горизонтального участ-
ка пояса при площади сечения трубы с учетом ослабле-
ния 8,4 см2 напряжение составляло 293 МПа, а в ферме
№ 2 с разрывом наклонного участка пояса — 387 МПа.
3. Результаты испытания образцов
из труб
Размер трубы, мм	Предел текучести, МПа	Предел прочности, МПа	Относи- тельное удлине- ние, %
89,5x3	298	415	7,5
	314	425	6,9
89,5х	408	460	16,6
Х3,5	36	438	11,2
4. Химический состав
металла труб
С	Mg	Si
0,13	0,46	0,09
0,14	0,54	0,1
— 150 —
Как видно, напряжения в разорвавшихся элементах
значительно выше допускаемых (расчетных) —210 МПа,
а в трубе нижнего пояса фермы № 2, равные 387 МПа,
близки к разрушающим — 415 МПа. Следовательно,
слабым звеном во всем перекрытии являются нижние
пояса ферм, разрыв которых и привел к обрушению кон-
струкции (см. рис. 51). Установлено, что. оставшиеся
после разрушения металлоконструкции не могут быть
использованы повторно.
В результате обрушения ферм покрытия над поме-
щением зала опорные железобетонные подушки были
вырваны из стен кладки и упали внутрь помещения
вместе с фермами.
Таким образом, установлено, что замена труб толщи-
ной стенок 6 мм на трубы с толщиной стенок 3 мм яви-
лась решающим обстоятельством повышения напряже-
ний в растянутом нижнем поясе ферм выше допустимых
пределов, что и привело к разрушению конструкций.
Отмечаются также технологические трудности каче-
ственного выполнения конструкций ферм в натуре. Кро-
ме того, проект исключает возможность контроля сече-
ний в изготовленных фермах по внешнему осмотру, в си-
лу чего ошибка, допущенная при изготовлении, не могла
быть обнаружена при монтаже.
В заключение следует отметить, что конструкции
стальных ферм из труб в целом возражений не вызыва-
ют. Применение трубчатых сечений также возможно, а
при определенных условиях рационально. Прикрепление
врезанных труб к фасонкам предлагалось многими авто-
рами, и это решение возможно, но мало изучено. Следу-
ет, однако, учитывать, что в конце надреза легко могут
оказаться подрезы, что может резко повысить концент-
рацию напряжений и повести к трещине, тем более что
корень надреза находится в области значительных де-
формаций сплющивания трубы и к нему подходит вы-
ступающая часть фасонки. Прикрепление трубы к фасон-
ке и очертание фасонки неудачно, благодаря чему в фа-
сонке появляются очень высокие напряжения — порядка
300 МПа. Напряжения существенно повышаются при
неправильной приварке труб; смещение трубы на 1 см
повышает напряжения до 350 МПа, а при наличии над-
резов на кромках фасонки такие напряжения могут при-
вести к трещинам.
Неудачно оформлен стык верхнего пояса, который
также имеет высокую концентрацию напряжений. Цент-
52. Конструкции фермы из замкнутых профилей
а — виды замкнутых профилей; б — узлы сопряжений узлов ферм из трубча-
тых профилей; 1 — опорный столик для плит покрытий
ральный узел нижнего пояса требует замкнутой проре-
зи, осуществимой с трудом, подрезы здесь также весьма
вероятны. Поэтому эксперты пришли к выводу о нецеле-
сообразности повторного применения проекта стальных
трубчатых ферм при проектировании нового покрытия
над залом.
Остановимся несколько подробнее на вопросах про-
ектирования стальных конструкций из трубчатых и дру-
гих замкнутых профилей. Этими вопросами много зани-
маются как научные (например, ЦНИИСК им. Кучерен-
ко Госстроя СССР), так и проектные (ЦНИИПроект-
стальконструкция Госстроя СССР и др.) организации.
По данным д-ра техн, наук В. А. Балдина (ЦНИИСК
им. Кучеренко), применение экономичных профилей
(тонкостенных, холодногнутых, замкнутых и др.) при-
ведет к существенному снижению расхода металла в
строительных конструкциях. С возрастанием прочности
материалов на первый план выдвигаются вопросы общей
и местной устойчивости, что вызывает для стержневых
конструкций необходимость перехода на пространствен-
ные жесткие сечения, такие как трубчатые, треугольные,
коробчатые и другие замкнутые профили (рис. 52). Сле-
— 152 —
дует отметить, что трубчатые сечения наиболее рацио-
нальны для строительных конструкций.
С применением трубчатых конструкций построен ряд
сооружений в СССР. Конструкции из трубчатых и дру-
гих замкнутых пространственных профилей широко при-
меняются за рубежом для несущих конструкций покры-
тий промышленных зданий и сооружений, мостов, ба-
шенных кранов и др.
Применение замкнутых профилей особенно эффектив-
но при изготовлении их из сталей повышенной и высо-
кой прочности, когда основным вопросом является обес-
печение устойчивости элементов конструкций.
Чем выше прочность стали, тем эффективнее трубча-
тые сечения против обычного сечения из двух уголков.
Так, например, при увеличении предела текучести стали
с 24 до 75 МПа несущая способность сжатого элемента
трубчатого сечения по сравнению с элементом из двух
уголков повышается на 45—50 %. Применение замкну-
тых профилей из низколегированной стали повышенной
и высокой прочности, а также термически упрочненной
позволяет снижать вес конструкций в 2 раза, а их стои-
мость на 25—30 % •
Новые методы обработки и сварки трубчатых сое-
динений позволяют упростить их технологичность. В на-
стоящее время имеются установки для механизирован-
ной фигурной резки и сварки труб. На этих установках
производится резка труб для их соединения под различ-
ными углами, при одинаковых и разных диаметрах, со
снятием фасок, а также прямоугольные и овальные вы-
резы. Установки обеспечивают высокое качество подго-
товки соединений под сварку с непосредственным примы-
канием элементов без косынок (см. рис. 52). В таких уз-
лах более равномерно распределяются напряжения, чем
в узлах с применением косынок. Соединение элементов
с непосредственным примыканием элементов без косы-
нок снижает трудоемкость заводского изготовления кон-
струкций.
Строительные конструкции из замкнутых профилей,
изготовленных из сталей повышенной и высокой прочно-
сти, наравне с эффективными сборными железобетонны-
ми все шире внедряются в практику строительства. Наи-
более рациональные области применения трубчатых кон-
струкций— это покрытия промышленных зданий, опоры
линий электропередачи, различные башни и мачты, ба-
шенные краны, мосты и др. Особенно эффективно труб-
— 153 —
____1^1000 А___________________[	72000 j, 72000	,
TeMnepuiriypifbiu блок_________Температур- Температур- '
ный блок ный блок
53.	Часть здания
1 — обрушившаяся часть; 2 — тем-
пературный шов; 3 — светоаэрацц-
онный фонарь; 4— колонна; 5 —
ферма; 6 — покрытие; / — подкрано-
вая балка
54.	Расположение ферм и связей
1 — фермы; 2 — вертикальные свя-
зи; 3 — горизонтальные связи
— 154 —
чатые и коробчатые сечения использовать для решения
различных пространственных конструкций.
Как показывают исследования, проведенные
ЦНИИСК им. Кучеренко, цилиндрические сечения эле-
ментов конструкций позволяют осуществлять предвари-
тельные напряжения с расположением напрягаемых эле-
ментов внутри сечения.
На основе исследований и анализа отечественного и
зарубежного опыта ЦНИИСК им. Кучеренко разработа-
ны и изданы в 1973 г. «Рекомендации по проектированию
стальных конструкций с применением круглых труб».
Госстроем СССР в 1981 г. утверждена и с 1 января
1982 г. введена в действие новая глава СНиП 11-23-81
«Стальные конструкции. Нормы проектирования», раз-
работанная ЦНИИСК им. Кучеренко Госстроя СССР с
участием ЦНИИПроектстальконструкция Госстроя СССР,
МИСИ им. Куйбышева Минвуза СССР, института Энер-
госетьпроект и СКВ Мосгидросталь Минэнерго СССР
взамен глав СНиП Н-В.3-72 «Стальные конструкции.
Нормы проектирования», П-И.9-62 «Линии электропере-
дачи напряжением до 1 кВ. Глава разработана на
основе обобщения опыта проектирования и строитель-
ства, результатов научно-исследовательских и экспе-
риментальных работ, материалов комиссий Госстроя
СССР по проверкам соблюдения требований действую-
щих норм.
Отличие новых норм проектирования стальных конст-
рукций от действующих в основном сводятся к следую-
щему: объединение норм проектирования всех стальных
строительных конструкций; снижение расхода стали про-
ектируемых конструкций за счет более полного исполь-
зования прочностных свойств проката путем установле-
ния дифференцированных расчетных сопротивлений
стали для каждой марки и различных толщин и видов
проката; снижение расхода стали за счет повышения в
среднем не менее чем на 5 % расчетных сопротивлений
прокатной стали путем снижения значений коэффициен-
тов безопасности (надежности) по материалу; учет сте-
пени ответственности зданий и сооружений при проек-
тировании конструкций; уточнение метода расчета сталь-
ных конструкций с учетом пластических деформаций и
на выносливость, а также расчет конструкций с учетом
хрупкого разрушения сталей при низких температурах.
В нормах приведены рекомендации по выбору марок
стали для стальных конструкций в зависимости от групп
— 155
конструкций и их применения в различных климатичес-
ких районах страны.
В главу включены основные положения приведенных
выше рекомендаций по проектированию стальных конст-
рукций с применением круглых труб.
В марте 1973 г. на строительстве блока цехов сварных
машиностроительных конструкций завода литья и метал-
лических конструкций произошло обрушение несущих
конструкций на площади 2592 м2 в пределах одного тем-
пературного блока длиной 72 м. Обрушились семь метал-
лических ферм пролетом 36 м с фонарем длиной 48 м,
шириной 12 м и высотой 4,8 м и сборными железобетон-
ными предварительно напряженными плитами покрытия
размерами 3X12 и 1,5X12 м. Одновременно обрушились
подкрановые балки, связи и другие конструкции.
Строящийся блок цехов представляет собой трехпро-
летное здание длиной 288 м со стальным каркасом и же-
лезобетонными плитами покрытия с сеткой колонн 36\
Х12м. Здание разбито на три температурных блока дли-
ной 144, 72 и 72 м (рис. 53). Высота здания от пола до
низа стропильных ферм 16,35 м. Здание оборудуется мос-
товыми и полукозловыми кранами грузоподъемностью
30...80 т при среднем режиме их эксплуатации. Все про-
леты имеют светоаэрационпые фонари с двухъярусным
остеклением.
Конструкция кровли состоит из слоя пароизоляции
(слой рубероида), утеплителя из пенобетонных плит тол-
щиной 12 см с объемной массой пенобетона 600 кг/м3,
цементной стяжки толщиной 15 мм и трехслойного ков-
ра из рубероида.
По торцам блока вдоль осей Л2 и Я стены запроекти-
рованы из сборных керамзитобетонных панелей. Фунда-
менты под колонны железобетонные монолитные.
Подкрановые балки стальные; стальные колонны зда-
ния ступенчатые; подкрановая часть колонн двутавровая
с соединительной решеткой из уголков; надкрановая
часть из сварного двутавра с проходами шириной 400 мм.
Монтаж стальных конструкций и железобетонных
плит покрытия производил специализированный трест.
Несущие стальные конструкции покрытия здания выпол-
нены из стальных стропильных ферм, запроектирован-
ных на основе типового проекта, разработанного
ЦНИИПпроектстальконструкцией Госстроя СССР со
следующими изменениями, вытекающими из необходи-
мости применения имевшихся в наличии железобетон-
— 156 —
Hbix плит требуемой несущей способности и увеличения
расчетной нагрузки: введены шпренгели в 1, 3 и 4 пане-
лях от опорных узлов фермы; сечения верхнего пояса во
2 и 3 панелях приняты из уголков 200X 16 вместо угол-
ков 200X 14 мм; изменен коньковый узел фермы по осям
Бг, Вг, Дг, В2, М2, Н2, У2, Ф2, Э2, Ю2 в связи с подвес-
кой монорельсов.
Система связей покрытия принята в соответствии с
рекомендациями типового проекта (рис. 54). Стальные
фермы фонарей, имеющие четырехпанельную схему, а
также связи по фонарям также запроектиро!заны в со-
ответствии с типовым проектом.
По сравнению с КМ при разработке КМД были вне-
сены следующие изменения: конструкция стропильной
фермы разбита на три монтажных элемента вместо двух,
предусматривавшихся в чертежах КМ; второй и третий
раскосы выполнены из уголков 160X12 вместо 160X11;
элементы шпренгелей изготовлены из уголков 80X7 вмес-
то 80X6.
В результате рассмотрения чертежей КМ и КМД
можно сделать следующие выводы:
чертежи КМ, разработанные на основе типовых про-
ектов, утвержденных Гостроем СССР, отвечают требо-
ваниям действующих нормативных документов. Однако
в КМ отсутствуют данные по расчетным горизонтальным
усилиям креплений стропильных ферм к колоннам, учи-
тывающие крановые и ветровые нагрузки;
изменения, принятые при разработке КМ, могут счи-
таться обоснованными;
принятое в чертежах КМД членение стропильных
ферм на три отправочные марки, повышающие трудоем-
кость монтажных работ, нельзя признать достаточно оп-
равданным.
В момент обрушения части пролета XI — темпера-
турного блока в осях 49—55 и Х\—Я— на нем произво-
дились строительные работы по замоноличиванию плит
покрытия, по устройству кровли на фонаре в пролете
XI, а также подача строительных материалов на кровлю.
Обрушение конструкций произошло неожиданно.
По-видимому, каких-либо признаков предаварийного
состояния не было. В результате обрушения все конст-
рукции стропильных и фонарных ферм со связями полно-
стью деформировались, а сборные железобетонные пли-
ты покрытия разрушились и не подлежат восстановле-
нию. Подкрановые балки и верхушки колонн блока имеют
- 157 —
частичные деформации, которые подлежат исправле-
нию непосредственно на строительной площадке.
В обрушившемся пролете к моменту аварии были
смонтированы стальные конструкции колонн, установ-
лены с неполным закреплением подкрановые балки, стро-
пильные фермы и фонари. По фермам и фонарям были
уложены железобетонные плиты покрытия. Кроме того,
по железобетонным плитам фонаря были уложены утеп-
литель из древесно-волокнистых плит и частично рубе-
роидная кровля.
Для определения качества примененной стали и со-
ответствия ее проекту из поясов ферм были взяты об-
разцы и проверены их химический состав и механичес-
кие свойства. Результаты испытаний свидетельствуют,
что сталь, примененная в поясах, соответствует требова-
ниям проекта.
В натуре обнаружены отклонения от проекта. В фо-
нарных фермах по осям Ш и Ц взамен уголков сечени-
ем раскосов 75x6 мм установлены уголки сечением
63\5 м и прикреплены монтажными швами по обуш-
кам вместо постоянного прикрепления на расчетное уси-
лие 8,6 т. Выборочным обмером плит покрытий установ-
лено, что в плитах размером 1,5X12 м толщина плит со-
ставила 55...30 мм при толщине по проекту 30 мм.
По проекту крепление каждой фермы к оголовку ко-
лонн должно осуществляться двумя монтажными бол-
тами и приваркой монтажными швами. В действитель-
ности монтажные болты в ряде случаев отсутствовали, а
приварка опорной части ферм к колоннам по оси 55 не
была выполнена. По проекту прикрепление железобетон-
ных плит покрытия к верхним поясам ферм и фонарей
осуществляется на сварке швами высотой 6 и 8 мм, дли-
ной 60 мм, при этом в каждом узле к ферме приварива-
ются не менее трех плит. В действительности приварка
плит к фермам и фонарям в ряде случаев, отсутствовала
или швы были недостаточной толщины.
Имеется ряд нарушений в устройстве связей. Так, по
проекту в жесткой панели шага 10—8 м должны были
быть установлены две средние вертикальные связи, в
натуре они не были поставлены. Вертикальная связь в
жесткой панели по оси 55 между осями Xj—Ц не была
прикреплена к опорному углу фермы. Не были прикре-
плены распорки к нижним поясам ферм по оси 49 меж-
ду осями Ш—Ц. Ряд элементов горизонтальных связей
не был прикреплен к поясам ферм.
— 158 —
Вертикальные связи по фонарям в ряде мест не были
прикреплены к стойкам фонаря или прикреплены одним
болтом или монтажной сваркой. Ряд диагональных эле-
ментов горизонтальных связей в уровне верхних поясов
фонарей был прикреплен на монтажных прихватках. Не
была выполнена требуемая по проекту приварка накла-
док к оголовкам средних стоек всех фонарей.
Опорная плита коньковой стойки фонаря по оси Ю
была установлена без болтов и приварена только с од-
ной стороны, а опорные плиты фонаря по оси Ц в
трех стойках были прикреплены только одним бол-
том.
На основе анализа дефектов, допущенных при мон-
таже конструкций, установлено, что вся система сталь-
ных конструкций рассматриваемого температурного от-
сека не обладала необходимой пространственной жест-
костью и устойчивостью.
Характер положения конструкций после их обруше-
ния и рассказы свидетелей аварии свидетельствуют о
том, что разрушение конструкций началось с ряда Ц—Ш
в сторону оси Я и оси 55.
Учитывая, что все сопряжения элементов конструк-
ций температурного блока (опирание железобетонных
плит покрытий и сопряжение их с верхним поясом ферм,
связей, фонарей и др.) выполнены на сварных прихват-
ках, а в отдельных местах и их не было, а также отсут-
ствие отдельных элементов ферм и связей, вся конструк-
ция покрытия представляла собой геометрически изме-
няемую систему. Поэтому достаточно было небольшого
воздействия, чтобы произошло обрушение конструкций.
Такое воздействие могло возникнуть и от работающих на
фонаре людей, занимающихся укладкой утеплителя, и от
порывистого ветра, скорость которого в день аварии
достигала 7...8 м/с.
Существенное значение приобретали в этих условиях
и те дополнительные силовые воздействия, которые име-
ли место в конструкции вследствие наличия разнооб-
разных эксцентриситетов в приложении нагрузки. Осо-
бенно большое значение имели эксцентриситеты, допу-
щенные при укладке тяжелых железобетонных плит
покрытия. При наличии слабозакрепленных и поэтому
малоэффективных связей покрытия разрушение фонаря
неизбежно должно было привести к последовательному
обрушению и всего температурного блока.
Таким образом, можно предполагать, что разруше-
— 159 —
ние фонаря в осях Ц и Ш явилось очагом обрушений
конструкций. Этот вывод подтверждается зафиксирован-
ным положением упавших фонарных конструкций, ори-
ентированных в сторону очага.
Из всего сказанного следует, что работы по монтажу
конструкций температурного блока были выполнены на
низком техническом уровне. Говоря о качестве монтаж-
ных работ, необходимо отметить, что в данном случае
они выполнялись с грубыми нарушениями правил дей-
ствовавшей в то время главы СНиП Ш-В.5-62 «Метал-
лические конструкции. Правила изготовления, монтажа
и приемки». Правила устанавливают, что монтаж конст-
рукций должен вестись комплектно, пространственно,
жесткими секциями или блоками с установкой и полным
закреплением всех элементов конструкций, позволяющим
производить на смонтированной секции или блоке по-
следующие работы и обеспечивающим на всех стадиях
монтажа устойчивость и надежность конструкций.
Таким образом, непосредственной причиной обруше-
ния покрытия является низкое качество монтажных ра-
бот, при выполнении которых не было обеспечено закреп-
ление в проектное положение стальных конструкций и
были нарушены требования СНиП Ш-В.5-62.
В результате осмотра сохранившихся отсеков проле-
тов 10 и И также были обнаружены дефекты, аналогич-
ные тем, которые имели место в обрушившемся отсеке
И пролета:
в узлах пролета 10 по осям П, X и Ф отсутствуют
крепления ветвей крестовых связей к узлам ферм;
в пролете 11, на котором смонтированы плиты покры-
тия по оси 55, стропильные фермы не имеют надопорных
стоек и по этой же оси отсутствуют вертикальные связи
и распорки в уровне верхних поясов стропильных ферм;
на фермах некоторых фонарей пролетов 10 и 11 пли-
ты уложены со смещением относительно оси стойки на
50...80 мм;
в ферме фонаря пролета 11 по оси Т плиты уложены
со смещением от оси стойки до 140...150 мм, чем исчер-
пывается несущая способность стойки фонаря, причем
при ненагруженных плитах;
в ферме фонаря пролета 11 по осям В2 и Г2 к фасон-
ке верхнего пояса приварены консольные столики для
опирания плит, что недопустимо;
в торцевой ферме фонаря пролета 11 (оси 43, 49)
— 160 —
55.	Паровоздуховодиая станция
ферма; 2 — железобетонная колонна; 3 — кирпичная стена; 4 — покрытие;
5 — подкрановая балка
11—843
— 161 —
стойки опираются на края полок уголка верхнего пояса
стропильной фермы; в этой же фонарной ферме одна из
стоек таврового сечения имеет значительные искривле-
ния;
опорные узлы стропильных ферм на колоннах по
осям 49 и 55 не приварены к оголовкам колонн, причем
в ряде ферм установлено по одному болту или болты
совсем отсутствуют.
Осмотром также установлено, что на пролете 10 меж-
ду осями ТО и Я на плиты покрытия были складированы
пенобетонные плиты и стальные переплеты. По замерам
установлено, что на одной полутораметровой плите было
сосредоточено около 18 м3 пенобетонных плит, что со-
ставляет 7,2 т. Такая нагрузка, если она не предусмот-
рена проектом организации работ, является недопусти-
мой.
Несмотря на запрещение СНиП Ш-В.5-62 производ-
ства каких-либо последующих строительно-монтажных
работ до подписания акта сдачи всех смонтированных
конструкций сооружения либо его части, а также сдачи
скрытых работ на смонтированных, но не освидетельст-
вованных и не принятых заказчиком и генеральным под-
рядчиком, на отсеках пролетов 10 и И производились
работы по укладке утеплителя и устройству кровли.
В ходе строительства должны осуществляться техни-
ческий и авторский надзоры, а также проводиться про-
межуточная приемка смонтированных конструкций по
мере их готовности. Однако практически при монтаже
стальных конструкций несущего каркаса ни технический,
ни авторский надзор, ни промежуточная приемка смон-
тированных конструкций не осуществлялись. Следует
отметить, что журналы производства строительных и
специальных сварочных работ велись также с наруше-
нием требований СНиП; в них отсутствовали записи, ха-
рактеризующие качество выполненных работ.
В январе 1968 г. произошло обрушение части по-
крытия паровоздуховодной станции металлургического
завода. Здание паровоздуховодной станции (рис. 55) —
отдельно стоящее, одноэтажное, однопролетное с раз-
мерами: пролет 27 м, высота до низа ферм 20 м, длина
42 м, шаг колонн 6 м. Здание оборудовано мостовым
электрическим краном грузоподъемностью 30/5 т легко-
го режима работы. Основными несущими конструкция-
ми здания являются однопролетные рамы с жесткими
верхними узлами. Колонны железобетонные сборные
— 162 —
1 — колонна; 2 — нижний пояс фермы
Б-Б
56. Проектное положение закладных частей М-9 в колонне на осн 50 ряда Л(
57, Проектное положение закладных частей М-7 в колонне на оси 50 ряда Ai
1 — колонна; 2 — верхний пояс фермы
двутаврового сечения, заделанные в фундаменты стакан-
ного типа. Фермы стальные двухслойные с продольным
фонарем. Покрытие из сборных железобетонных плит
размером 6X1,5 м. На среднем участке фонаря уложе-
ны ребристые плиты 3X0,5 м. Подкрановые балки сталь-
ные, опирающиеся на консоли колонн. Стены кирпичные.
Для образования жестких узлов рам верхние и ниж-
ние пояса ферм приварены к специально рассчитанным
11*	— 163 —
стальным закладным деталям, заложенным в колоннах.
Строительство здания было осуществлено в 1962 г.
Все несущие конструкции приняты приемочной комисси-
ей с оценкой «хорошо».
Обрушение началось с отрыва опорного узла нижнего
пояса фермы вместе с листом 15 закладной детали М-9
от колонны по оси 50 ряда А] (рис. 56). ферма на неко-
торое время повисла на верхнем поясе и на связях с
соседними фермами. После разрушения связей между
аварийной фермой и соседней с ней по оси 49 под воз-
действием оставшихся связей оторвавшийся конец фермы
начал перемещаться в сторону оси 51. Затем произошел
отрыв от колонны опорного узла верхнего пояса фермы
вместе с листом 13 закладной детали М-7, и ферма од-
ним концом упала на подкрановую балку по ряду
между осями 50 и 51. Другой конец фермы по ряду
нижним опорным углом продолжал удерживаться на ко-
лонне, а верхний опорный узел оторвался от колонны
вместе с листом 13 закладной детали М-7 (рис. 57).
Обрушение фермы происходило в течение 20...30 мин
за счет включения в работу конструкции продольного
фонаря и связей. Плиты покрытия частично упали внутрь
цеха, частично повисли и фермах. Как показало об-
следование, непосредственной причиной аварии явился
отрыв закладной детали от колонны по оси 50 ряда А.
Согласно проекту, для крепления верхнего и нижнего
поясов ферм на колоннах предусмотрены закладные де-
тали М-7 и М-9.
Закладная деталь М-7 для крепления верхнего пояса
должна состоять из двух листов 19 300x480X14 мм,
расположенных заподлицо с внутренней и наружной гра-
нями колонн, эти листы соединены по оси колонны од-
ним анкерным листом 22 480x972X10, приваренным
двухсторонними швами.
Закладная деталь М-9 для крепления нижнего пояса
должна состоять из следующих элементов: 1 лист 15
300Х940ХЮ, установленной заподлицо с внутренней
гранью колонны; 3 листа 19 200X180x8 мм, соединяю-
щие наружные и внутренние листы 15 и 19, сваренные
двусторонними швами; 4 монтажных болта 16 диамет-
ром 18 мм, вставленные в отверстия на внутреннем лис-
те 15 и выступающие из колонны.
Фактически закладные детали М-7 и М-9 колонны по
оси 50 ряда At имели следующие отклонения от проек-
та (рис. 58): на закладной детали М-7 анкерный лист
— 164 —
58. Фактическое выполнение в натуре закладных частей М-7 и М-9 в колонне
по оси 50 ряда Ai
/"-колонна; 2, 3 — верхний и ннжний пояса фермы
22 приварен к листу 13 двухсторонним швом с катетом
3...6 мм вместо 10 мм. Возле анкерного листа 22 в бето-
не имеется раковина; на закладной детали М-9 анкер-
=. 165
ные листы 23 отсутствуют; монтажные болты 16 замене-
ны черными стержнями диаметром 20 мм, заведенными
в тело колонны и срезанными во время монтажа фермы
вровень с лицевой поверхностью листа 15.
Кроме перечисленных дефектов выявлено нарушение
в исполнении детали М-7 на колонне по оси 50 ряда
Лист 13 приварен к анкерному листу 22 односторонним
швом с катетом З...6мм вместо двухстороннего с катетом
10 мм.
До обрушения ферма удерживалась на колонне по
оси 50 ряда Л1 за счет опирания листа 15 на бетон ко-
лонны и концы стержней, а также трением внутренней
поверхности листа по бетону колонны.
Перечисленные факторы, не учитываемые расчетом,
оказались недостаточными для удержания фермы. Сне-
говой покров на кровле во время обрушения составлял
10...15 см, мостовой кран не работал.
Установлено, что причиной аварии явился отрыв за-
кладной детали от колонны, при изготовлении которой
допущено грубое нарушение проекта: закладная деталь
для крепления фермы в колонне не имела анкеров.
Так как убедиться в качестве скрытых работ по ан-
керовке и сварке стальных закладных деталей в колон-
нах невозможно, то для предупреждения аналогичного
обрушения было признано необходимым усилить узлы
крепления ферм к колоннам по всему зданию (рис. 59).
Решение рамного узла сопряжения ферм с колонна-
ми путем приварки опорных узлов стропильных ферм к
закладным деталям в железобетонных колоннах нель-
зя признать удачным. Более рационально опирание ферм
на консоли (мостики).
В марте 1968 г. произошло обрушение двух пролетов
отделения выплавки электродов электросталеплавильно-
го цеха, представляющее собой четырехпролетное зда-
ние длиной 144 м с пролетами — крайними по 30 мм и
средними по 24 м. Шаг колонн по крайним рядам А и/К
принят 6 м, по средним — 12 и 24 м. Стропильные фермы
были установлены через 6 м. По ряду Г между осями
3—11 и 12—23 запроектирован аэрационный фонарь
{рис. 60).
Высота до нижнего пояса ферм в печном и разливоч-
ных пролетах принята 21,87 м, в шахтовом и термичес-
ком отделениях— 14,5 м. В печном пролете установлены
два мостовых электрических крана грузоподъемностью
по 50/10 т, в разливочном пролете — три таких же кра-
— 166 —
на, в шихтовом пролете —
два мостовых электрических
крана со съемным магни-
том и моторным грейфером
грузоподъемностью 15/3 т
и один мостовой пульпомаг-
нитный кран грузоподъем-
ностью 10/5 т, в термичес-
ком пролете — три мостовых
электрических крана грузо-
подъемностью 30/5 т.
Фундаменты под колон-
ны цеха запроектированы
свайными с номолитными
железобетонными роствер-
ками. Колонны по рядам Б,
В, Г и Д/Е стальные, по
сУ--^ Жи-
рядам А и Ж сборные же-
лезобетонные. Подкрановые
балки стальные. Стропиль-
ные и подстропильные фер-
мы приняты по типовым
проектам.
Жесткость и устойчи-
вость цеха в поперечном на-
правлении обеспечивается
рамностью принятой конст-
рукции с жестким закрепле-
нием в фундаментах и шар-
59. Устройство опорной части фер-
мы при восстановлении
/ — швеллер № 18; 2 — плиты по-
крытия; 3 — существующая колон-
на; 4 — существующая ферма
нирным опиранием конструкций покрытия на колонны,
а в продольном направлении — постановкой портальных
связей по всем рядам колонн. Шатер кровли развязан
системой горизонтальных и вертикальных связей по ниж-
ним и верхним поясам стропильных ферм и фонарей.
Конструктивная схема здания обычная для аналогич-
ных цехов. В качестве несущих ограждающих конструк-
ций покрытия приняты сборные железобетонные плиты
размером 1,5X6 м. Наружные стены цеха выполнены из
легкобетонных панелей. По железобетонным плитам
кровли укладываются плитный утеплитель, асфальтовая
стяжка и рубероидный ковер.
Монтаж здания должен был производиться в соот-
ветствии с проектом производства работ. Общий проект
производства работ не выполнялся и строительные ра-
боты производились по локальным проектам организа-
— 167 —
60. Расположение несущих конструкций
7 — колонны; 2 — стропильные фермы; 3 — подстропильные фермы
ции работ, выполненным Оргтехстроем. Строительство
отделения было начато в 1964 г. Были выполнены рабо-
ты по устройству части свайных фундаментов. Следую,
щий этап строительства осуществлялся с января 1965 г.
по ноябрь 1966 г.
Фундаменты здания под монтаж металлоконструкций
сдавались частями в период с декабря 1965 г. по 1967 г.
Монтаж металлических и железобетонных конструкций
был выполнен в период с января 1966 г. по октябрь
1967 г. Монтаж пролетов Г—Д и Е—Ж производился с
перерывом в 12 мес из-за задержки сооружения фунда*
мента под колонну каркаса по оси 17 ряда Д/Е.
Конструкции каркаса здания были сданы по техниче-
ским актам в осях 1—15 рядов А и Ж в ноябре 1966 г.,
в осях 15—25 рядов А и Ж в октябре 1967 г.
Металлические конструкции для строительства отде-
ления поставлял завод металлоконструкций с августа
1965 г. по июнь 1967 г. Металлические констркуции тран-
спортировались на приобъектный склад по железной до-
роге.
Сборные железобетонные конструкции поставля-
лись специализированным предприятием и комбинатом
подсобных предприятий. Специальная рабочая комиссия
— 168 —
в январе 1968 г. оформила акт приемки отделения (со
значительными недоделками).
Во время аварии, по данным местного Управления
гидрометеорологической службы, состояние погоды ха-
рактеризовалось следующими показателями: температу-
ра воздуха 0...—2 °C; ветер южный со скоростью 7 м/с и
порывистый со скоростью 15 м/с; снежный покров в по-
ле высотой 112 см (объемная масса не замерялась).
После аварии замерили толщину снежного покрова
на кровле неразрушенных пролетов Е—Ж и А—В. Ре-
зультаты 66 замеров показали, что максимальная тол-
щина снежного покрова достигла 264 см на кровле про-
лета Е—Ж и 190 см на кровле пролета А—Б.
Взвешивание проб снега, взятых на кровле этих про-
летов, показало, что средняя плотность снега 20 марта
составила 334 кг/м3, а в отдельных местах — 358 кг/м3.
В период, предшествущий аварии, погода характери-
зовалась следующими показателями: минимальная тем-
пература воздуха в январе 1967 г. достигла —37 °C и в
период с января 1967 г. по февраль 1968 г. была ниже
—20 °C. Высота снежного покрова в поле с ноября 1967 г.
до марта 1968 г. увеличилась с 34 до 97 см, а средняя
плотность возросла с 170 до 320 кг/м3.
Комиссией, обследовавшей аварию, были рассмотре-
ны данные метеослужбы о высоте снежного покрова и
его плотности за период 1940... 1968 гг. Максимальная вы-
сота снежного покрова, см: 1940...1950 гг. — 60...64;
1951...I960 гг, —60...87; 1961...1968 гг,—65...87. Норма-
тивная снеговая нагрузка на 1 № площади поля колеба-
лась в пределах 650...3100 Па. За последние четыре года
она достигла наибольших значений, Па: 1964...1965 гг.—
1950; 1965...1966 гг,— 1830; 1966...1967 гг,—1730; 1967...
1968 гг, —3100.
Для определения качества металла, из которого уста-
новлены металлические конструкции, были исследованы
пробы от обрушившихся конструкций. Заводская лабо-
ратория произвела химический анализ и дала определе-
ние основных механических характеристик исследуемой
стали.
В результате испытаний 53 образцов лаборатория оп-
ределила: исследуемые образцы по величине временно-
го сопротивления удовлетворяют требованиям ГОСТа;
микроструктуры всех образцов нормальные без призна-
ков перегрева: грубые шлаковые включения отсутствуют;
не наблюдается недопустимых неметаллических вклю-
— 169 -
чений; ударная вязкость некоторых образцов не удов-
летворяет требованиям ГОСТа.
По данным химического анализа, 27 образцов отно-
сятся к стали спокойной, 17 —к кипящей, 1 образец — к
спокойной или полуспокойной и 8 образцов — к кипящей
или полуспокойной.
Проектом предусматривалось изготовление металли-
ческих конструкций ферм из стали марки 3 спокойной.
В процессе изготовления конструкций была согласована
замена стали для ферм марки СтЗсп на СтЗпс. В поряд-
ке проверки были произведены контрольные замеры мас-
сы элементов кровли. Их результаты несколько расхо-
дятся с проектами.
По проекту Фактическаи
Масса, 1 м2, кг:
рулонного ковра .................. 11
стяжки........................... 36
утеплителя....................... 43
железобетонных плит . . .	190
6,4
68
30
169
В связи с отсутствием расчета конструкций комиссия
провела проверочные расчеты стропильных и подстро-
пильных ферм на проектные нагрузки, на фактическую
постоянную нагрузку и снеговую нагрузку по данным
метеослужбы (на день аварии) с распределением ее по
профилю кровли по СНиП.
Проверочным расчетом на проектные нагрузки опре-
делено, что в наиболее нагруженных элементах ферм на-
пряжение превышает допускаемые на 8...8,5 %. Расчетом
ферм при фактической постоянной нагрузке и снеговой
нагрузке в день аварии установлено, что в наиболее на-
груженных несущих конструкциях напряжения превос-
ходят предел текучести.
В результате рассмотрения проектной документации
установлено, что чертежи КМ, выполненные Гипромезом,
соответствуют нормам проектирования. Чертежи КМД
также разработаны в соответствии с чертежами КМ и
действующими нормами проектирования.
Характер обрушения металлических конструкций до-
вольно разнообразен. Однако характерен излом некото-
рых элементов, изготовленных из кипящей стали.
Так, подстропильная ферма в осях 21—17 упала на
рабочую площадку в пролете В—Г. У фермы две фасон-
ки прикрепления решетки к нижнему поясу отломились
вдоль нижнего пояса на расстоянии около 20 мм от по-
— 170 —
ясного сварного шва. Подстропильная ферма в осях 17—
15 упала на рабочую площадку пролета В—Г, верхний
пояс у которой изогнут и имеется излом фасонки при-
крепления опорного раскоса к поясу. Подстропильная
ферма в осях 11—7 при падении зависла нижним поя-
сом на подкрановой балке ряда Г со стороны разливоч-
ного пролета верхним поясом вниз. У нее отломились
фасонки прикрепления решетки к нижнему поясу
фермы.
Подстропильная ферма ряда БВ в осях 13—15 упала
в печной пролет на рабочую площадку и имеет дефор-
мации и разрывы узлов по основному сечению металла,
характерные при падении конструкций.
У фермы по оси 14 со стороны ряда БВ в первой па-
нели на расстоянии 250 мм от опорного узла имеется раз-
рыв нижнего пояса по основному сечению. Такое же по-
ложение у стропильной фермы по оси 5, у которой в
крайней панели со стороны ряда БВ разорван нижний
пояс по основному сечению. В сварных соединениях ферм
установлены заниженные размеры сварных швов, непро-
вары, поры, шлаковые включения в металле шва и дру-
гие дефекты.
Было отмечено, что в проекте приняты минимальные
значения нагрузок на покрытие.
Характер деформаций и изломов разрушившихся кон-
струкций указывает на различную пластичность и хруп-
кость стали в элементах конструкций. В обрушившихся
конструкциях имеется много хрупких изломов, причем
встречаются они иногда при незначительных деформаци-
ях. Это не исключает наличия некачественной и кипя-
щей стали в отдельных элементах конструкций.
Комиссия, обследовавшая аварию, пришла к выводу,
что причинами обрушения покрытия являются:
невыполнение правил СНиП, предусматривающих
наблюдение за состоянием стальных конструкций, усло-
виями их работы, соответствием фактических нагрузок
расчетным;
значительная перегрузка; нормативная снеговая на-
грузка в проекте принята 1,5 кН на горизонтальной по-
верхности земли, фактическая нагрузка составляет
3,1 кН (в поле). В результате элементы конструкций
стропильных и подстропильных ферм оказались пере-
напряженными против допускаемых напряжений на
22...35 % и превысили предел текучести, что повлекло за
собой потерю устойчивости стальных элементов;
— 171 —
61. Корпус
низкое качество заводской сварки прикрепления ниж-
него пояса к опорному узлу 3 стропильных ферм (по оси
14 со стороны ряда Д и по осям 15 и 18 со стороны ряда
В)',
наличие в несущих элементах ферм кипящей стали и
расхождение данных в сертификатах, представленных
заводом металлоконструкций, с данными лабораторных
испытаний.
172 —
В 1972 г. произошло обрушение металлических кон-
струкций покрытия главного производственного корпуса
кузнечного цеха автомобильных запасных частей.
Главный производственный корпус одноэтажный, раз-
мером в плане 126,5X168,5 м, имеет один пролет шири-
ной 30 м, высотой 14,4 м и четыре пролета шириной по
24 м, высотой 12,6 (рис. 61). Каркас здания был выпол-
нен из сборных железобетонных колонн с шагом 6 и 12 м,
металлических подстропильных и стропильных ферм с
фонарями. Покрытие состоит из железобетонных сбор-
ных плит с утеплителем в виде пемзовой засыпки, цемен-
тной стяжки и рулонной кровлей. Плотность пемзовой
засыпки в проекте принята 700 кг/м3, толщина — 10 см.
Стены самонесущие из природного камня.
По первоначальному проекту в четырех пролетах по
24 м предусматривались сборные железобетонные фермы.
Ввиду возникших трудностей с изготовлением они бы-
ли заменены металлическими.
Строительство корпуса было начато в 1966 г. К мо-
менту обрушения не были закончены работы по укладке
утеплителя покрытия, полов, монтажу переплетов фона-
рей. Кладка наружных стен здания была выполнена на
90%.
Обрушение несущих конструкций здания произошло
в осях 18—30 и К — У на площади около 3500 м2. Обру-
шились 26 стропильных и 6 подстропильных ферм (рис.
62).
Установлено, что при изготовлении и монтаже несу-
щих конструкций этого корпуса были допущены грубые
отступления от проекта и нарушения требований строи-
тельных норм и правил, в результате чего смонтирован-
ные конструкции не обладали необходимой прочностью
и устойчивостью.
Заводом — изготовителем металлических конструкций
были необоснованно уменьшены сечения элементов ферм
против проектных. В ряде случаев уменьшенные сечения
усиливались круглой арматурной сталью, прихваченной
шпоночными швами. Коньковые стыки всех стропильных
ферм выполнены не по проекту, в результате чего гори-
зонтальная стыковая накладка исключена из работы, а
в оставшихся элементах и швах напряжение только от
веса покрытия значительно больше расчетных.
Коньковые стыки фонарей выполнены жесткими вме-
сто шарнирных. Это вызывает дополнительное напряже-
ние в элементах фонаря. В сжатых элементах стропиль-.
— 173 —
А-А
174
62.	Схема расположения ферм в осях К—У
/ — середина подстропильной фермы; 2 — стропильные фермы; 3 — подстро-
пильные фермы
них и подстропильных ферм и фонарей неправильно по-
ставлены соединительные планки между уголками, что
значительно увеличивает их свободную длину, а следо-
вательно, гибкость. На верхних поясах стропильных
ферм не приварены планки, предусмотренные проектом
для усиления полок уголков толщиной 8 мм в местах опи-
рания плит покрытия.
Ни в одной ферме при их укрупнительной сборке в
монтажном узле верхнего пояса не выполнена преду-
смотренная проектом приварка листовой накладки, пере-
крывающей стык поясных уголков, к фасонке и верти-
кальным ребрам узла, что снизило его прочность и при-
вело к деформациям элементов.
12 раскосов из 26 обрушившихся стропильных ферм в
опорных узлах верхних поясов не были приварены к фа-
сонкам или приварены шпоночными швами, поэтому
опорные раскосы ферм могли быть перегружены шпрен-
гельными стойками.
При разрыве шпоночной приварки возникает изгиба-
ющий момент в первом опорном раскосе стропильной
фермы, что вызывает полную устойчивость опорного рас-
коса фермы, заставляя его работать на сжатие с изги-
бом (рис. 63).
Опорные узлы стропильных ферм не были приварены
монтажной сваркой к подстропильным фермам и надко-
ленникам. Опорные узлы подстропильных ферм приваре-
ны к надколенникам с прокладками из арматурных стер-
жней вместо проектного опирания торцов пластин на
опорную плиту надколенника. Конструкции фонарей не
были раскреплены вертикальными связями и не имели
необходимой продольной жесткости.
Раскладка плит фонаря не по проекту вызывает уве-
личение нагрузки и в полтора раза увеличивает изгиба-
ющий момент в ригеле фонаря.
В стыках верхних и нижних поясов стропильных ферм
узловые фасонки полуферм во многих случаях выполне-
63.	Детали узлов ферм и фонарей
/ — подстропильная ферма; 2 — прутки арматуры; 3 — опорный раскос; 4—под-
кос шпренгеля
— 175 —
ны разной толщины (10...16 мм), поэтому возникли недо-
пустимые зазоры между уголками фасонками. Такие
швы не обеспечивают передачу усилий.
Во многих местах крайние ноги фонарей опираются
без центрирующих прокладок, что создает дополнитель-
ные изгибающие моменты в верхних поясах ферм, кото-
рые расчетом не предусмотрены и недопустимы для
стержневых конструкций. Все опорные узлы подстро-
пильных ферм не обеспечивают передачу усилий, преду-
смотренную проектом: они закреплены на надколен-
никах случайными прокладками и арматурными стерж-
нями.
Сварные соединения элементов ферм и фонарей вы-
полнены некачественно. Большое число швов имеет мень-
шие размеры, чем предусмотрено проектом. Имеются на-
плывы, сужения, глубокие подрезы основного металла,
шлаковые включения и кратеры, подавляющее число швов
не очищено от шлака (т. е. не контролировалось) и т. п.
Кроме того, изготовленные стальные конструкции не
были подтверждены сертификатами, привязанными к
конкретным конструкциям.
Во многих случаях нарушена геометрическая схема
несущих элементов покрытия. При установке стропиль-
ных и подстропильных ферм на оголовки железобетон-
ных колонн допущены смещение с оси колонн, доходя-
щее до 150 мм, отклонение стропильных ферм от верти-
кали до 70 мм, опирание средних стоек фонаря не всей
плоскостью. Отдельные места средней стойки фонаря
вообще не опираются на ферму, много стоек и раскосов
с погнутостями 100...150 мм, а в некоторых случаях
450 мм. Имеются смещения опорных ребер стропильных
ферм с оси подстропильных ферм до 70 мм и зазоры
между опорными ребрами ферм до 120 мм.
Во многих случаях опирание надколонников на ого-
ловки колонн выполнено с прокладками разнообразного
вида с плохим закреплением их к закладным деталям и
к опорным частям колонн. Во многих местах опорные
шпренгельные раскосы ферм установлены на прихватках
или совсем не приварены, что вызывает выпучивание
опорного раскоса и обрушение ферм. По всем подстро-
пильным фермам отсутствуют соединительные планки,
предназначенные для совместной работы стоек. Обнару-
жено также много других дефектов.
Характер дефектов изготовления и монтажа конст-
рукций, а также отступления от проекта таковы, что
- 176 —
потеря несущей способности могла произойти при на-
грузках, намного меньших проектных.
Обрушение описываемых несущих конструкций по-
крытия были рассмотрены научно-техническим советом
ЦНИИПроектстальконструкции. Анализ состояния обру-
шившихся конструкций и нагрузок за весь период по-
казал:
при имевших место в течение двух зимних периодов
(1970/71 и 1971/72 гг.) снеговых нагрузках и отсутствии
утеплителя максимальные напряжения в конструкциях
покрытия не превышали 140 МПа при расчетном сопро-
тивлении металла 210 МПа. Таким образом, нагрузки
не превышали расчетных и не могли являться причиной
аварии;
при рассмотрении места разрыва сечений элементов
металлоконструкций не обнаружены характерные явле-
ния хрупкого разрушения, что не позволяет причину ава-
рии отнести за счет металла;
несмотря на плохое качество сварных швов, разрывов
сварных соединений, кроме соединений элементов фона-
рей, не обнаружено;
авария могла произойти в результате потери устойчи-
вости, которая являлась следствием отсутствия связей и
искривления элементов;
аварийное состояние могло возникнуть также по при-
чине недостаточной прочности узлов фонаря.
Возможны следующие непосредственные причины
аварии: обрушение фонарей пролета П — У из-за нару-
шения неизменяемости конструкций в связи с отсутстви-
ем вертикальных связей; к таким же последствиям мог-
ло привести искривление элементов фонарей (аналогич-
ные искривления обнаружены в сохранившейся части
здания); разрушение стенки ригеля фонаря по оси 23
пролета П—К в коньковом узле из-за выполненного не
по проекту защемления стенки (напряжение 330 МПа);
разрушение закрепления крайней ноги фонаря к верти-
кальной фасонке по оси 22 пролета П—К (напряжение
360 МПа); .разрушение заводского стыка ригеля фонаря
пролета У— 77 на оси 22, выполненного без заварки по-
лок ригеля (напряжение 270 МПа), при этом полностью
отсутствовали вертикальные связи по фонарю; не исклю-
чено обрушение из-за недостаточного опирания железо-
бетонных плит покрытия.
Ввиду отсутствия требуемого по проекту закрепления
ферм на опорах, плохого закрепления связей или их от-
12—843
— 177 —
64.	Свинарник
а — план н разрез: б — металлическая ферма и ее детали; / — ферма; 2 — железобетонные колонны; 3 — стены из керамзитобетон-
ных панелей; 4 — кирпичные стены; 5 —покрытие; 6 — температурный шов; 7 — отверстия для болтов; 8—-прокладка 95X230X10; 9 —
болты; 10 — накладка 105X570X10

сутствия вообще обрушение не ограничилось одним мес-
том, а распространилось по большой площади и было
остановлено только благодаря температурному шву.
Наиболее вероятными причинами обрушения явля-
ются отсутствие вертикальных связей по фонарям проле-
та У — П и разрушение выполненного не по проекту
конькового узла ригеля фонаря по оси 23 пролета П—К.
Научно-технический совет ЦНИИПроектсталькон-
струкции в своем решении отметил, что проект выполнен
в полном соответствии с исходными данными на проекти-
рование металлических конструкций и обрушение по-
крытия произошло по причине некачественного их изго-
товления и монтажа.
Одновременно было отмечено, что ввиду отсутствия
необходимых гарантий по качеству стали, примененным
электродам, неустранимое™ ряда дефектов без полной
разработки конструкций и, таким образом, отсутствия
необходимой надежности конструкций всех пролетов куз-
нечно-прессового цеха, работающих при динамических
воздействиях кранов и кузнечно-прессового оборудова-
ния, а также в связи с тем, что стоимость исправления
дефектов оставшейся части металлоконструкций и желе-
зобетонных плит покрытия практически одинакова со
стоимостью работ по демонтажу, изготовлению новых
конструкций и их монтажу, необходимо демонтировать
металлоконструкции покрытия цеха, заменив их новыми.
Демонтированные конструкции можно использовать
для неответственных конструкций. До монтажа новых
конструкций покрытия признано необходимым устранить
дефекты изготовления и монтажа железобетонных ко-
лонн, включая закладные детали. Подстропильные фер-
мы, установленные на оголовках колонн, не закреплены
четырьмя анкерными болтами из-за их отсутствия.
По заключению специальной комиссии, расчетные на-
грузки на участке между фонарями и на фонарную фер-
му должны составлять соответственно 7,35 и 5,62 кПа
(в среднем 6,5 кПа), расчетные нагрузки на металлокон-
струкции проектом приняты 4,800 кПа, т. е. занижены на
1,7 кПа.
У некоторых стропильных ферм отсутствовали в верх-
них поясах планки для опирания ребер железобетонных
кровельных плит, что необходимо для усиления полок
уголков при их толщине менее 10 мм.
Обнаружено отсутствие также вертикальных связей
на опоре стропильых ферм по ряду У между осями 18—•
19 и 17—16.
— 180 —
В феврале 1974 г. произошло обрушение покрытия
свинарника на 120 голов (рис. 64), состоявшего из двух
блоков размером 18x78 м. Обрушение произошло во
втором блоке размером 18x36 м.
Здание свинарника одноэтажное с покрытием по ме-
таллическим фермам из двух полуферм с затяжкой. По-
крытие выполнено из сборных железобетонных ребри-
стых плит с утеплителем из минеральной ваты и кровлей
из асбестоцементных листов. Фундаменты сборные же-
лезобетонные, типовые. Продольные стены из керамзито-
бетонных панелей, торцовые стены из силикатного кир-
пича.
Строительство свинарника было начато в январе
1973 г., монтаж металлоконструкций производился в ок-
тябре 1973 г. К моменту обрушения были смонтированы
металлические конструкции и уложены плиты покрытия,
утеплитель и кровля.
В момент обрушения не было ни снеговых, ни ветро-
вых нагрузок, а также каких-либо динамических воздей-
ствий. Температура наружного воздуха была около 0°С.
Металлические фермы пролетом 18 м треугольного
очертания, шпренгельного типа, являются типовыми.
Верхний пояс состоит из двух швеллеров № 27, рас-
ставленных на расстоянии 180 мм; раскосы и крайние
стойки из швеллера № 18, средняя стойка из равнобоко-
го уголка 65x5. Швеллеры верхнего пояса соединяют-
ся накладными через 1500 мм. Нижний пояс состоит из
двух уголков 140X90X10 и двух уголков 100X8. Стык
нижнего пояса фермы запроектирован путем установки
двух вертикальных накладок с прокладками и одной
горизонтальной накладки. Соединение осуществляется
на 12 болтах Ml 6.
Материал ферм — сталь марки ВКСтЗпс по ГОСТ
380—71. Железобетонные плиты покрытия укладываются
по верхнему поясу ферм. Из 12 металлических ферм об-
рушились 5 со смонтированными железобетонными пли-
тами покрытия, кровлей и вентиляционными шахтами.
Разрушились также железобетонные колонны, на ко-
торые опирались фермы. При наружном осмотре обнару-
жен срез болтов нижнего пояса ферм. Переходя к оценке
проектного решения фермы, следует отметить, что при
разработке деталировочных чертежей не выполнено ука-
зание типового проекта КМ, где сказано, что болты сты-
ка нижнего пояса должны быть запроектированы по со-
ответствующему расчету. На чертеже КМД в узле Б
— 181 —
65, Схемы покрытия зрительного зала. На площади покрытия, выделенной штриховкой, к моменту обрушения был уложен керамзит
1 ~ стальная ферма; 2 — ребристые плиты покрытия; 3 — многопустотные панели
указаны отверстия для болтов М16. Между тем этого
указания совершенно недостаточно.
На чертежах не указано, какие именно болты преду-
смотрены в расчете: обычные нормальной или повышен-
ной точности или болты высокопрочные. В данном случае
болты являются расчетными элементами, и в КМД дол-
жен быть указан их сорт, так как от него зависит несу-
щая способность болтового соединения. В спецификации
элементов ферм не дана спецификация болтов.
Расчет болтового соединения элементов нижнего поя-
са ферм в проекте отсутствовал. Исходя из расчетного
усилия в нижнем поясе, для его восприятия необходимо
было поставить 21 болт диаметром 16 мм. Между тем,
фактически их было поставлено 12.
Техническая комиссия, обследовавшая обрушение по-
крытия, установила, что решения, принятые в чертежах
КМД, разработанные заводом, неудовлетворительны, а
качество выполненных строительно-монтажных работ
низкое. Контроль за качеством монтажа на объекте не
осуществлялся.
Установлено, что причиной аварии явилось разруше-
ние стыковых соединений элементов нижнего пояса од-
ной из ферм, вызвавшее обрушение остальных ферм. Со-
гласно поверочному расчету болтового соединения ниж-
него пояса поставленные болты не обеспечивают
восприятия не только расчетных, но и фактических на
день аварий нагрузок.
В данном случае имеют место прямые нарушения ука-
заний типового проекта о необходимости расчета и кон-
струирования болтового соединения.
Монтаж металлических конструкций происходил с
грубыми нарушениями СНиП «Металлические конструк-
ции». Сдача-приемка смонтированных ферм на строитель-
ство не производилась. Монтаж стальных ферм произво-
дился по типовым чертежам КМ. Правила устанавлива-
ют, что стальные конструкции должны изготавливаться
и монтироваться в полном соответствии с чертежом КМД
и организация, выполняющая монтажные работы, несет
ответственность за соответствие выполненных работ этим
чертежам. Однако таких чертежей на строительстве сви-
нарника не было. Правила не разрешают производство
каких-либо последующих строительно-монтажных работ
(в данном случае монтаж железобетонных плит и уст-
ройство кровли)' до сдачи по акту всех смонтированных
стальных конструкций. Определяется также содержание
— 183 —
документов, предъявляемых при сдаче-приемке стальных
конструкций; среди них на первом месте упоминаются
опять-таки чертежи КМД.
ЦНИИСК им. Кучеренко, рассмотрев конструкции
узлов нижнего пояса ферм, установил, что эта конструк-
ция стыка нижнего пояса, требующая установки прокла-
док по вертикальным полкам уголков, ненадежна и нуж-
дается в пересмотре.
Отмечается также, что нормы проектирования сталь-
ных конструкций не предусматривают болтовых крепле-
ний элементов с односторонними накладками и проклад-
ками, работающих менее благоприятно и обладающих
большей податливостью, чем обычные крепления одно-
срезными болтами без прокладок. В данном случае отме-
ченный недостаток усугубляется тем, что крепление го-
ризонтальных полок уголков к верхней накладке выпол-
нено без прокладки и, следовательно, является более
жестким, чем крепления полок к боковым накладкам.
Методика расчета подобных комбинированных соедине-
ний не разработана. В какой-то мере их можно уподо-
бить соединениям, в которых выступающие полки угол-
ков прикрепляются с помощью коротышей. Как известно,
для учета повышенных сдвигов у болтов коротыша нор-
мами предписывается увеличивать число болтов на одной
из полок коротыша в 1,5 раза против расчета. По анало-
гии с этим число болтов в креплении к боковым наклад-
кам в соединении рассматриваемого типа следовало бы
также увеличивать не менее чем на 50 % против расчета.
Приведенные соображения являются, разумеется, сугубо
ориентировочными и нуждаются в более глубоком обос-
новании и экспериментальной проверке.
В связи со сложным характером работы рассматри-
ваемых стыков и неясностями, возникающими при их
расчете, необходимо, чтобы в чертежах КМ содержались
если не прямые указания по числу болтов и размерам
соединительных деталей для каждой марки ферм, то хо-
тя бы четкие указания по расчету стыков. Это относится
ко всем монтажным стыкам, тем более что при их расче-
те должны учитываться не только продольные усилия, но
и изгибающие моменты.
Что касается решения стыка растянутого пояса, наи-
более правильно было бы переработать конструкцию сты-
ка, устранив «плавающие» прокладки, или предусмот-
реть их прикрепление (приварку) к уголкам или наклад-
кам.
— 184 —
Учитывая ненадежность стыка нижнего пояса, Гос-
стройинспекция Госстроя СССР признала необходимым
срочно внести исправления в чертежи ферм типового
проекта 1.860-1, известив об этом все организации ис-
пользующие данный типовой проект.
В феврале 1974 г. на строительстве клуба произошло
обрушение металлических ферм покрытия зрительного
зала размером в плане 24X39 м. Металлические фермы
пролетом 24 м имели шаг 6 и 3 м (рис. 65). По металли-
ческим фермам под верхним поясом были уложены же-
лезобетонные ребристые плиты размером 1,5X6 м при
шаге ферм 6 м и многопустотные плиты при шаге 3 м в
осях С — Т. В осях Л — Н и У — Ф ребристые плиты
опираются одним концом на верхний пояс ферм, дру-
гим — на монолитные железобетонные пояса в кирпич-
ных стенах.
Ограждающими конструкциями зрительного зала яв-
ляются кирпичные стены, а несущими — железобетонные
монолитные колонны.
Фермы запроектированы трапециевидными с уклоном
верхнего пояса 1 :12. Сечения поясов ферм опорных рас-
косов и коньковой стойки приняты из двух равнобоких
уголков, сечения остальных раскосов и стоек —из оди-
ночных уголков. К системе прогонов, привариваемых к
нижним поясам ферм, подвешивается подвесной потолок,
который решается в виде металлического каркаса с об-
лицовкой древесно-стружечными плитами. Конструкция
покрытия состоит из теплоизоляционного керамзитового
слоя, стяжки и гидроизоляционного рулонного ковра.
Общая пространственная жесткость покрытия по про-
екту обеспечивается: системой горизонтальных попереч-
ных связей по верхним и нижним поясам ферм в осях
И — П и Т — У; горизонтальными продольными связями
по нижним поясам ферм у их торцов; вертикальными свя-
зями у торцов ферм, установленных в осях И — П и Т —
У; прогонами подвесного потолка, привариваемыми к
нижним поясам ферм; приваркой опорных частей желе-
зобетонных ребристых плит к верхним поясам ферм и за-
моноличиванием швов между плитами бетоном марки
М 200 (для образования жесткого диска покрытия).
Район строительства клуба относится к семибалльной
сейсмической зоне. Во время обрушения температура
воздуха была 8,2 °C. погода безветренная. Каких-либо
динамических воздействий перед обрушением покрытия
не было.
— 185 —
В момент обрушения металлические фермы были за-
гружены частично. Утеплитель был уложен частично
(рис. 66). Подвесной потолок отсутствовал. По свиде-
тельству очевидцев, обрушение длилось около 3 мин. Все
конструкции покрытия пришли в негодность и не подле-
жат дальнейшему использованию.
Строительство клуба было начато, в апреле 1971 г.;
монтаж металлических ферм — в июле 1973 г. и закон-
чен в сентябре этого же года, а укладка плит покрытия
производилась с сентября 1973 г. по январь 1974 г.
Горизонтальные связи по верхним и нижним поясам
ферм запроектированы как растянутые при гибкости их
около 400 и, следовательно, не могут воспринимать сжи-
мающих усилий. По верхним поясам ферм роль распо-
рок, передающих сжимающие усилия и включающие
связи в работу, выполняют железобетонные плиты. По
нижним поясам ферм такие распорки отсутствуют и, сле-
довательно, жесткость нижнего пояса фермы недоста-
точна.
Прогоны подвесного потолка рассматривать как рас-
порки нельзя, так как гибкость их выше нормируемой
для сжатых элементов связей (233 вместо 200) .
Следует также отметить, что передача нагрузки от
подвесного потолка с креплением прогонов между узла-
ми ферм приводит к появлению изгибающих моментов в
стержнях нижнего пояса ферм в ее плоскости.
На одном из чертежей проекта указано на необходи-
мость приварить сборные части железобетонных плит к
верхнему поясу ферм. Между тем, на деталях сварные
швы не показаны. Не оговорена также необходимость
приварить плиты к закладным деталям железобетонных
монолитных поясов, расположенных по периметру камен-
ных стен. Нормативные же документы требуют, чтобы
плиты покрытий приваривались к фермам швами, ука-
занными в проекте сразу после укладки плит. Отсутствие
в проекте указаний о приварке железобетонных плит к
монолитным железобетонным поясам и размеров свар-
ных швов является серьезным упущением проекта. При
выбранной системе связей устойчивость покрытия может
быть обеспечена только при условии создания жесткого
горизонтального диска из плит покрытия путем привар-
ки их к фермам и поясам сварными швами размером
6...60 мм не менее чем по трем углам, устройством шпо-
нок по боковым граням ребер плит, а также замоноли-
чиванием швов между плитами бетоном марки 200 на
мелком гравии.
— 186 —
3000
66. Стальные фермы покрытия зрительного зала
а _ геометрическая схема фермы; б — сечения элементов фермы и конструкция покрытия; / — железобетонные плиты покрытия; 2—
керамзит; 4 — гидроизоляционный ковер; 5 — бетон марки М. 200 на мелком гравии
После обрушения в целях выяснения причины аварии
был произведен проверочный расчет фермы. Определены
усилия в стержнях фермы на случай воздействия макси-
мальных расчетных нагрузок на покрытие и нагрузок на
момент обрушения. Произведена проверка прочности и
устойчивости наиболее ответственных элементов
фермы, а также прочность сварных швов в узлах
фермы.
Узловая нагрузка, приложенная к верхнему поясу
фермы, равна 4,33 т вместо 3,8 т по проекту, что вызвало
увеличение усилий в стержнях фермы от воздействия
максимальных расчетных нагрузок на 10 %.
Наиболее нагруженным является первый от опоры
раскос, работающий на сжатие. Этот раскос выполнен из
одиночного уголка 100X8 мм и имеет напряжение 4292
МПа, что в 2,7 раза превышает расчетное для стали мар-
ки СтЗ. Таким образом, даже при отсутствии снега и
гидроизоляционного рулонного ковра фактические напря-
жения значительно превышают расчетные.
Прочность некоторых сварных швов, выполненных в
натуре, оказалась недостаточной. Напряжения в сварных
швах при максимальной расчетной нагрузке превышают
допустимые на 30...60 %.
Проверочный расчет показал также, что гибкость сжа-
тых стержней значительно превышает допускаемые нор-
мами проектирования стальных конструкций и составля-
ет 200... 240 при допускаемой 150.
Анализ проектных решений покрытия показывает, что
несущая способность металлических ферм недостаточна
для восприятия силовых воздействий. Нельзя признать
удовлетворительным решение по обеспечению простран-
ственной жесткости покрытия. Установленные в натуре
недостатки в приварке плит покрытия также снизили
устойчивость металлоконструкций.
В процессе строительства были также допущены гру-
бые нарушения действующих СНиП в части последова-
тельности монтажа конструкций, обеспечивающей их ус-
тойчивость и необходимую точность монтажа.
Таким образом, основной причиной обрушения покры-
тия является недостаточная прочность и устойчивость
стальных раскосов фермы для восприятия нагрузок,
имевшихся к моменту обрушения без утеплителя, стяжки
и гидроизоляционного ковра. Рассматриваемая авария
является следствием ошибок в проектной документации
и грубого нарушения норм и правил при проектировании
~ 188 —
и производстве работ. Авторский надзор в период строи-
тельства осуществлялся безответственно, в журналах не
фиксировались допущенные отступления от проекта.
ГАЛЕРЕИ КОНВЕЙЕРОВ
За последние годы произошло несколько обрушений
галерей конвейеров, выполненных в металлических кон-
струкциях.
Основные причины обрушений этих конструкций:
применение для основных несущих конструкций
(ферм, опор, колонн) стали низкого качества, не имею-
щей гарантий по пределу текучести и по химическому со-
ставу и обладающей повышенной хрупкостью, непригод-
ной для изготовления ответственных сварных конструк-
ций, особенно работающих в условиях отрицательных
температур;
неудовлетворительное качество сварных швов (отсут-
ствие провара, заниженные по высоте и длине размеры
швов, шлаковые включения и т. п.) с наличием больших
зазоров во фланцевых соединениях и отсутствие долж-
ного контроля за их качеством;
отступления от проектов — утяжеление конструкций
галерей, нарушение центрировки опорных сопряжений,
изменение отдельных конструктивных решений узлов;
грубые отклонения при разработке чертежей КМД
от КМ организациями, изготовляющими металлические
конструкции галерой конвейеров;
наличие больших эксцентриситетов в местах опира-
ния ферм на опоры и в соединениях отдельных частей
опор;
неудовлетворительное выполнение фундаментов опор;
неудачные конструктивные решения опор галерей;
несоблюдение требований СНиП.
Возникновению дефектов в металлических конструк-
циях галерей конвейеров способствовало также то, что
проекты этих конструкций разрабатывались по устарев-
шим, утратившим силу государственным стандартам на
прокат и нормам проектирования стальных конструкций.
Были нарушены директивные указания Госстроя СССР
и нормативные документы по вопросам проектирования
и изготовления металлических конструкций, которые бы-
ли выпущены после обрушения в 1960 г. пролета галереи
конвейеров склада сырых материалов металлургического
завода.
189 —
На примерах аварий показано, что причинами обру-
шений галерей были как отдельные факторы, перечис-
ленные выше, так и их совокупность.
Ряд аварий галерей конвейеров произошел вследст-
вие хрупкого разрушения металла из-за применения для
основных несущих конструкций стали марки СтЗкп низ-
кого качества. Имело место обрушение галерей конвейе-
ров также вследствие потери устойчивости опор наряду
с низким качеством сварных соединений, эксцентричным
сопряжением опорных частей и неудачным конструктив-
ным решением этих опор.
В ноябре 1960 г. произошло обрушение пролета гале-
реи конвейеров склада сырых материалов металлурги-
ческого завода, предназначенной для транспорта руды
от вагоноопрокидывателя на склад. По проекту галерею
должны были оборудовать четырьмя ленточными кон-
вейерами с шириной ленты 1200 мм и четырьмя перегру-
зочными самоходными тележками.
Галерея имела внутреннее сечение 18—6 м, общую
длину между осями Л и X 113 м и состояла из трех про-
летов 41,5 + 30 + 41,5 м (рис. 67). Пол галереи находился
на отметке 16 м.
Конструкция галереи состоит из продольных стальных
ферм пролетами 41 и 29 м и высотой 6,5 м, на которые
опираются поперечные фермы пролетом 18 м с шагом
6 м и продольные стены галереи, состоящие из двух вол-
нистых асбестоцементных листов с минераловатным утеп-
лением толщиной 40 мм. Кровля и пол галереи запроек-
тированы из сборных железобетонных плит. Плиты
кровельного покрытия опираются на стальные прогоны,
уложенные по стропильным фермам. Плиты перекрытия
на отметке 16 м опираются непосредственно на попереч-
ные фермы перекрытия с шагом 6 м. Часть перекрытия
на отметке 16 м обрушившегося пролета под приводны-
ми станциями была запроектирована в монолитном же-
лезобетоне.
Покрытие и нижнее перекрывание галереи утеплены
пенобетоном плотностью 600 кг/м3, толщиной 100 мм.
Галерея отапливается, расчетная температура не менее
5 °C.
Основными несущими конструкциями галереи явля-
ются продольные фермы по осям 26 и 31 пролетами 29
и 41 м, опирающиеся на стальные колонны посредством
литых опор балансированного типа. Фермы сварные с
— 190 -
67. Фасады, разрезы и план конвейерной галереи
1—-стальные продольные фермы галереи; 2 — стальные колонны; <3 — поперечные стальные фермы; 4 — покрытия из железобетонных
ферм; 5— асбестоцементные плиты
треугольной решеткой. Пояса фермы Н-образного сече-
ния.
В проекте КМ принят материал конструкций — мар-
теновская сталь марки СтЗ с дополнительными гарантия-
ми в отношении текучести предельного содержания серы
и фосфора, а также требованиям ГОСТа в отношении
предельного содержания углерода. Сталь также должна
удовлетворять требованиям по ударной вязкости при от-
рицательной температуре. В соответствии с действовав-
шими в то время «Нормами и техническими условиями
проектирования стальных конструкций» (НиТУ 121-55)’
требование об испытании стали на ударную вязкость бы-
ло снято проектной организацией.
Укрупнительная сборка конструкций и монтаж про-
изводились на строительстве с февраля по май 1960 г.
Галерея была сдана в эксплуатацию в мае 1960 г.
с двумя смонтированными конвейерами типа РЛК-5 и
РЛК-5А. В день аварии в галерее работал один конвей-
ер РЛК-5.
Согласно данным метеостанции, температура наруж-
ного воздуха в день аварии была зарегистрирована в
14 ч 12,2 °C; в 20 ч 18,9 °C. Максимальная скорость ветра
была 8 м/с. Весь день наблюдался снегопад, а в 18 ч на-
чалась метель. Снеговой покров на покрытии галереи
был незначителен. Обрушение участка галереи между
рядами С и X произошло внезапно.
Стальная ферма по оси 31 между рядами С и X (рис.
68) обрушилась и имела разрывы по нижнему поясу в
четырех местах около узлов № 12/13, 13/14, 14 и 15 и
по верхнему поясу также в четырех местах. Около узлов
№ 4, 6 и 7 сечение верхнего пояса разрушено полностью,
около узла № 2 наружная полка пояса и стенка разру-
шены полностью, внутренняя полка пояса разрушений не
имеет.
Опорный башмак по ряду С фермы соскользнул с ба-
лансира, скользнул по ветви колонны, повредил ее и по-
вис на высоте 9 м, опираясь на ветвь колонны. Другой
конец этой первой части фермы упал нижним поясом на
землю, а верхним — на выступающую конструкцию под-
земной галереи. Опорная стойка фермы и нулевая па-
нель верхнего пояса отломились и упали в сторону оси
26. После обрушения первая часть фермы (без опорной
стойки и нулевой панели верхнего пояса) незначительно
сместилась в сторону от своей проектной оси 31. Общая
длина первой части фермы, считая от опорного узла до
— 192 -
13—843
68. Стальная ферма
между рядами С—Х
по оси .?/ (а) и по
оси 26 (б)
обрыва верхнего пояса, составляла 22 м. Вторая часть
фермы (средняя) лежала верхним поясом па выступаю-
щей части подземной галереи. Нижний пояс фермы ока-
зался в подземной галерее. Длина второй части фермы
по верхнему поясу — около 6 м. Третья часть фермы дли-
ной 12 м по верхнему поясу сместилась с проектной оси
и развернулась в плане.
Ферма на оси 26 между рядами С и X обрушилась в
результате разрыва верхнего и нижнего поясов фермы.
В стенке сварного двутавра нижнего пояса фермы наблю-
далось частичное расслоение металла вдоль прокатки.
Концы фермы (нижние пояса) смещены от оси 26 к оси
31 на 5...6 м. Подвески к нижним узлам фермы погнуты,
скручены и частично отломлены. Остальные узлы фермы
повреждений не имели.
Нижний опорный башмак колонны на оси 31 по ряду
С остался на фундаменте. Верх фундамента смещен в
сторону ряда Р так, что между грунтом и фундаментом
со стороны ряда X образовался зазор около 100 мм. Ан-
керные болты не разрушены. Между гайками и шайбами
анкерных болтов ветви колонны со стороны ряда X обра-
зовался зазор в 10 мм. Ветвь колонны, обращенная в
сторону обрушившегося пролета, погнута нижним опор-
ным башмаком фермы С — X — 31, часть полки ветви
срезана. Па полке ветви колонны образовались трещины,
которые распространились до стенки ветви колонны. Все
элементы решетки колонны, восходящие слева вверх на-
право, считая от оси С до оси X, кроме самого верхнего,
потеряли устойчивость и выпучивались как в плоскости
колонны, так и из ее плоскости. Опорная плита нижнего
балансира упавшей фермы осталась на колонне, швы и
болты сохранились.
Колонна на оси 26 ряда С осталась в проектном по-
ложении и повреждений не имела, кроме откола угла
верхней плиты со стороны оси 31. Ферма пролета Р — С
осталась в проектном положении. Нижняя плита балан-
сира рухнувшей фермы С — X — 26 осталась на колонне.
Портальные связи между колоннами ряда С имеют
следующие разрушения: один элемент вырван полнос-
тью, характер излома хрупкий, второй элемент имеет
помятую полку уголка, обращенную в сторону ряда X;
третий элемент выпучен из плоскости портала в сторону
ряда Р; у четвертого элемента погнута полка уголка; пя-
тый, шестой и седьмой элементы вырваны. Ветвь порта-
ла, обращенная в сторону ряда Р, не повреждена. Связи
194 —
между ветвями порталов повреждены незначительно (по-
гнуты отдельные элементы).
Колонна по оси 26 ряда X сорвана с фундамента.
Башмак колонны сместился вдоль ряда X в направлении
от оси 26 к оси 25 на 1 м. Анкерные болты частично сре-
заны и погнуты. Гайки сорваны, а нарезка на них среза-
на. Верх колонны наклонился в сторону оси 31 и опира-
ется на обрушенные конструкции. Ствол колонны не де-
формирован и видимых повреждений не имеет. Нижняя
плита балансира фермы С-—X — 26 осталась на головке
колонны. Верхняя плита балансира фермы сброшена на
рядом стоящую этажерку для циклонов вентиляции.
Колонна на оси 31 ряда X упала на выступающую
из земли часть подземной галереи. Башмак ветви колон-
ны, обращенный в сторону обрушенного пролета, сорван
с фундамента. Вторая ветвь колонны около башмака
разрушена по всему сечению. Башмак ее остался на
фундаменте. Верх колонны упал в сторону оси X наружу
от обрушившегося пролета. Нижняя плита балансира ос-
талась на оголовке колноны, а верхняя плита и катки
балансира отброшены в сторону от разрушевшегося про-
лета. Портальные связи между колоннами ряда X разру-
шены. Элементы частично порваны, остальные изогнуты
и скручены.
Узлы фермы по оси 31 между рядами С и X (см. рис.
78) имеют следующие разрушения.
Узел № 2. Разрушена нулевая панель вблизи узла
непосредственно около узловой фасонки с хрупким изло-
мом. Элементы решетки фермы в узле повреждений не
имеют.
Узел № 4. Пояс фермы выгнут из плоскости фермы
наружу. Вертикальная наружная полка пояса фермы
имеет сквозной разрыв по всему сечению. Стенка пояса
также разрушена по всему сечению до сварного шва
(«раскрытая трещина). Внутренняя полка пояса разру-
шений не имеет.
Узел № 5. Пояс изогнут в плоскости фермы наружу
от оси галереи. Оба вертикальных листа пояса фермы
выпучены.
Узел № 6. Хрупкий излом верхнего пояса, при этом
внутренний вертикальный лист пояса искривлен. Раскос
6—13 деформирован, внутренний вертикальный лист его
лопнул. Наружный вертикальный лист и горизонтальный
лист раскоса деформированы без следов разрушения.
Стойка 6—14 изогнута под углом 90° в сторону ряда X.
13*
— 195 —
вертикальные листы сече-
ния лопнули, а стенка, изо-
гнулась.
Узел № 7. Хрупкий из-
лом верхнего пояса около
узловой фасонки фермы.
Раскосы и стойки, входящие
в узел, не повреждены.
Узел № 9. В этом узле
срезана опорная стойка.
Узел № 11. Изогнута
подвеска в плоскости фермы
в сторону ряда С.
Узел № 12. Подвеска к
узлу отломлена по целому
металлу, за исключением
наружного листа, который
отломлен по сварке.
Узел № 12/13. Хрупкое
по наружному листу сечения,
выкол металла сниау^ в месте примыкания подвески.
Узел № 10. При обрушении узел № 10 ушел в землю
с наружной стороны стены выступающей части подзем-
ной галереи. После извлечения узла на поверхность об-
наружено, что кусок нижнего пояса фермы от узла № 10
до разрыва в узле № 11 изогнут в плоскости фермы.
В месте изгиба верхняя кромка вертикального листа вы-
пучилась. Подкос 6—13 разорвался около узловой фа-
сонки. Стойка 13—5 и раскос 13—4 разрывов не имеют.
Узел № 13/14 (рис. 69). Разрыв пояса фермы по все-
му сечению на расстоянии 200 мм от оси подвески. Под-
веска выломлена по сварке и частично по целому метал-
лу. Наружный вертикальный лист пояса имеет фигурный
разрыв по всему сечению. Внутренний вертикальный
лист имеет поперечный разрыв. В 30 мм от грани стенки
образовалась продольная трещина, идущая через угол
примыкания стенки подвески до отверстия болта. Вид
трещины свежий, без следов потемнения или ржавчины..
Угол внутреннего вертикального листа пояса в месте
разрыва отогнут наружу от оси фермы на 60...70 мм. Фа-
сонки, прикрепляющие стойку фермы к поясу, отломлены
хрупко по целому металлу.
Узел № 14. Хрупкий излом по всему сечению, вклю-
чая узловые фасонки. Подкосы и стойки решетки отлом*
лены. Все разрывы произошли по целому металлу.
— 196 —
Узел № 15. В этом узле произошло хрупкое разруше-
ние пояса по всему сечению с выколами, подвеска отлом-
лена.
Поперечные второстепенные конструкции (поперечные
фермы, связи по верхним поясам ферм покрытия гале-
реи, балки перекрытия, элементы фахверка) обрушились
вместе с основными конструкциями, сильно изогнуты и
скручены. Разрывы имеются только в отдельных местах.
Изломы произошли по целому металлу, около узлов
в местах концентрации напряжения. Все заводские и мон-
тажные сварные стыки и соединения решетки и поясов
фермы не разрушены. Все изломы и разрывы свежие,
без потемнений и без следов ржавчины.
Проектом было предусмотрено болтовое крепление
верхних балансирных плит к фермам (шесть болтов диа-
метром 25 мм на каждую плиту). В процессе монтажа
ввиду несовпадения отверстий болты были заменены
сварными швами. На опоре С —31 фермы С — X—31
сварные швы после обрушения срезались и отсутствовал
провар.
В ферме по оси 26 между рядами С и X при произ-
водстве работ по сварке монтажного стыка нижнего по-
яса в полке пояса в месте примыкания стенки образова-
лась трещина длиной 30...40 мм, идущая от сварного шва.
Конец трещины был засверлен, трещина вырублена и за-
варена. Стык был усилен ромбической накладкой. После
обрушения конструкций указанный стык не имел разру-
шения.
При бетонировании фундаментов анкерные болты ко-
лонны по ряду X были смещены от проектного положе-
ния. При монтаже колонн крепление башмаков осущест-
влялось следующим образом. Со стороны каждого баш-
мака в сторону оси С отверстия в опорных плитах были
расширены. В ребрах башмаков прорезаны отверстия для
возможности захвата гаек ключом. На противоположных
сторонах башмаков к опорным плитам приварены допол-
нительные шайбы толщиной 60 мм с отверстиями для
анкерных болтов. После обрушения конструкций часть
шайб была сорвана, часть осталась на месте. На фунда-
менте X — 26 три анкерных болта башмака ветви колон-
ны со стороны оси С оказались загнутыми вплотную к
бетону фундамента, а четвертый болт разорван. Три ан-
керных болта второго башмака колонны изогнуты под
углом 40...50°, а четвертый разорван. В верхних балан-
сирных плитах опор обрушившихся ферм по ряду X со
— 197 —
стороны опирания катков на фиксирующем положение
катков выступе имелось по четыре вмятины, сбитые от-
носительно оси плиты.
При разборке завала часть фермы С — Х — 31, один
конец которой повис на колонне С — 31, а второй заглу-
бился в землю, разрезали на отдельные мелкие части,
которые затем трактором оттаскивали в сторону. После
отрезки нескольких таких кусков была сделана попытка
повалить оставшуюся повисшую на колонне С — 31
часть фермы на землю. Канат прикрепили к концу тре-
тьей панели (2—3) верхнего пояса, консольно выступа-
ющей (на 6 м) от узла, так как смежный узел был перед
этим вырезан и оттянут в сторону. При попытке пова-
лить эту часть фермы при помощи одного трактора С-80
панель 2—3 хрупко переломилась около узла № 1. Рас-
четы показали, что данное разрушение верхнего пояса
произошло при напряжении в полке верхнего пояса по-
рядка 20...25 МПа, считая тяговое усилие на крюке трак-
тора, равное 30 кН.
Из обрушившихся конструкций были отобраны об-
разцы металла для производства химических и механи-
ческих испытаний. Учитывая, что свойства металла ухуд-
шаются с увеличением толщины проката, исследованию
подвергалась в основном универсальная и листовая
сталь толщиной 30 и 32 мм, из которой изготовлялись
наиболее ответственные несущие пояса конструкции. Как
отмечалось выше, все изломы металлоконструкций были
хрупкими.
Контрольный химический анализ листов был прове-
ден лабораторией металлургического завода. Изучение
данных испытаний привело к заключению, что в ряде
случаев действительный химический состав металла го-
тового проката не соответствовал требованиям действо-
вавшего в то время ГОСТ 380—60 для стали марки СтЗ,
предназначенной для сварных конструкций. Согласно
ГОСТ 380—60, в стали для сварных конструкций марки
СтЗкп, поставляемой по группе А с дополнительными га-
рантиями по содержанию углерода и серы, наличие этих
элементов не должно превышать соответственно 0,22 и
0,055 %.
Испытаниями установлено, что среднее содержание
углерода в кипящей стали в 55 % случаев оказалось вы-
ше 0,22 % (всего было исследовано 180 навесок-проб) и
в некоторых случаях, в частности вблизи предполагаемо-
го очага разрушения, достигало 0,38%. Содержание се-
198 —
ры в 53 случаях из общего количества 164 навесок-проб
(32 %) оказалось выше 0,055 % и в некоторых случаях,
в частности вблизи упомянутого излома, достигало
0,1 %.
Изучение микроструктуры подтвердило данные хими-
ческого анализа о повышенном содержании углерода.
Микроструктура срединного участка (по толщине прока-
та) показала, что площадь, занятая перлитом, составля-
ла более половины общей площади и, следовательно, со-
держание углерода превышало 0,4 %.
Изучение распределения серы по толщине проката,
носящее качественный характер (серный отпечаток, по
Бауману), подтверждает данные химического анализа о
высоком содержании серы и неравномерном ее распреде-
лении.
Изготовление образцов для определения ударной вяз-
кости производилось согласно требованиям ГОСТа.
Ударная вязкость определялась на маятниковом копре
при температурах +20; 0; —8°C. Испытаниями было ус-
тановлено, что величина ударной вязкости при темпера-
туре 0°C весьма низкая, а при температуре —8°C дости-
гает 12 Дж/см2.
Таким образом, можно полагать, что условная верх-
няя граница критического интервала хрупкости (порог
хладноломкости) находится около 0°С.
По данным химических и механических испытаний
можно сделать вывод, что исследованный металл толщи-
ной 30...32 мм является преимущественно кипящей ста-
лью наиболее низкого качества и соответствует группе А
без гарантированного химического состава.
Сталь отличается резко выраженной ликвацией по
содержанию углерода и серы, причем в отдельных точках
вблизи места предполагаемого очага разрушения содер-
жание углерода было 0,38...0,4 %, что подтверждено хи-
мическим анализом и проверкой микроструктуры. Такая
сталь отличается повышенной хладноломкостью по срав-
нению со сталью с гарантированным химическим соста-
вом и не пригодна для сварных конструкций, работаю-
щих в условиях отрицательных температур. Произведен-
ный поверочный расчет фермы по оси 31 показал, что
она имела максимальное напряжение в поясе от факти-
ческих нагрузок около 103 МПа вместо 210 МПа, что
составляет примерно 50 %.
Было установлено, что при разработке чертежей КМД
допущены следующие отступления от КМ:
199 —
для конструкций главных ферм по осям 26 и 31, раз-
работанных на чертежах К.МД, допущено отступление от
предъявленных проектом КМ требований к качеству ста-
ли. Вместо стали марки СтЗ мартеновской, удовлетворя-
ющей требованиям СНиП, дополнительными гарантиями
в отношении текучести, предельного содержания серы ц
фосфора, а также требованиям ГОСТ 380—60 в отноше-
нии предельного содержания углерода применена сталь
марки СтЗ по группе А — мартеновская без дополнитель-
ных гарантий;
поперечные фермы покрытия пролетом 18 м выполне-
ны из двух половинок с монтажным стыком посередине
вместо целых ферм по проекту КМ;
в портале колонны, в нижней панели, по согласованию
с проектной организацией поставлен дополнительный
уголок для уменьшения гибкости пояса портала, хотя по
проекту КМ гибкость не превышала нормативной.
В процессе строительства были допущены следующие
отступления от проекта: подушки балансирных опор бы-
ли прикреплены к фермам не болтами, как это преду-
смотрено проектом и конструкцией опоры, а сварным
швом толщиной 5 мм, причем некоторые швы имели не-
провары; фундаменты колонн галереи были сдвинуты в
сторону оси X примерно на 100 мм; вследствие сдвига
фундаментов и неправильного расположения анкерных
болтов, которые не совпали с отверстиями в башмаках
колонн.
В чертежи, выданные проектной организацией, были
внесены следующие исправления: в фундаментах по осям
С—31, Л—26, Л—31, Р—31 сделаны ростверковые ра-
мы, заложенные в бетон, к которым приварены анкерные
болты с привязками по отверстиям в плите башмаков
колонн, а в башмаках колонн по осям X—26, X—31 про-
сверлены новые дыры и запроектированы дополнитель-
ные консольные шайбы для крепления башмаков колонн
к фундаментам. При монтаже шайбы были приварены к
опорной плите башмака колонны слабыми односторон-
ними швами.
Комиссия, выезжавшая на место для выяснения при-
чин аварии, установила следующие недостатки, допущен-
ные в проекте при изготовлении конструкций и их мон-
таже:
при расчете конструкций приняты маловероятные со-
четания полезных нагрузок (равномерная полезная на-
грузка по всей площади галереи была суммирована с на-
— 200 —
грузкой от оборудования на этой же площади) , что при-
вело к увеличению расчетных усилий в элементах ферм
и к излишнему запасу прочности в этих элементах;
допущено увеличение расхода металла за счет приме-
нения в покрытии мелких железобетонных сборных плит
по стальным прогонам;
влияние полезной нагрузки на главные фермы учтено
в полном объеме; следовало бы принять коэффициент
сочетания в пределах 0,8...0,9;
подбор сечений растянутых раскосов Н-образного се-
чения произведен без учета средней стенки, что привело
к излишнему запасу прочности в этих элементах;
перекрестные раскосы в средней панели следовало бы
рассчитывать только на растяжение, что дало бы неко-
торое уменьшение их сечения;
применены сложные опорные литые части мостового
типа;
колонны и фундаменты рассчитаны с большими запа-
сами прочности от горизонтальных нагрузок, а также
приняты необоснованные коэффициенты динамичности
^=2 от натяжения барабанов;
на каждой колонне поставлено излишнее число ан-
керных болтов (8 шт.), можно было ограничиться че-
тырьмя анкерными болтами.
Недостатки, допущенные при изготовлении конструк-
ций: для главных ферм и колонн применена сталь,
не имеющая гарантий по пределу текучести и по хи-
мическому составу; разбивка отверстий на опорах ферм
для болтов, крепящих опорные плиты балансиров, не
совпадает с отверстиями в них, что не позволило поста-
вить болты.
Недостатки, допущенные при монтаже конструкций:
замечены два случая образования трещин, которые
были устранены заваркой, без анализа причин возникно-
вения; одна из трещин возникла в верхнем поясе сохра-
нившейся фермы пролетом 30 м по оси 31, вторая — в
верхнем поясе обрушившейся фермы по оси 26, причем
сечение пояса во время аварии в этом месте разрушено
не было;
обнаружено несколько случаев небольших погнутос-
тей элементов пояса;
из-за несовпадения отверстий для болтов в опорах
болты были заменены сваркой;
в башмаке колонны X — 26 были сбиты с осей анкер-
ные болты, не все болты имели гайки, а один болт был
совсем срезан;
— 201 —
вопреки рекомендации Института электросварки
им. Е. О. Патона АН Украинской ССР, монтажные сты-
ки сваривались без применения выводных планок;
верхушки колонн в осях X-—26 и X — 31 имели от-
клонения от вертикального (проектного) положения при-
мерно на 20...25 мм, что превышало допускаемые откло-
нения.
Отмечено, что заводские и монтажные’ сварные швы
по внешнему виду отвечают требованиям технических
условий. Разрушения конструкций по сварным швам не
обнаружены.
На основании анализа всех материалов было уста-
новлено, что причиной обрушения конструкций галереи
является низкое качество стали главных ферм с резко
выраженной ликвацией углерода и серы. Сталь характе-
ризуется повышенной хрупкостью и не пригодна для из-
готовления ответственных сварных конструкций, работа-
ющих в условиях отрицательных температур.
Исходя из положения конструкций после обрушения
установлено, что авария произошла в результате разры-
ва нижнего пояса фермы по оси 31 в узле № 11, так как
обе части этого узла находились на земле на большом
расстоянии друг от друга, причем один из этих концов
(со стороны оси С) зарылся в землю на глубину до 2 м,
в то время как остальные три разрыва нижнего пояса и
четыре разрыва верхнего пояса произошли уже от удара
фермы о землю (обе части поясов в местах этих разры-
вов непосредственно примыкали друг к другу и находи-
лись на поверхности). Это предположение согласовыва-
ется с тем, что в узле 11 анализ показал наихудшее ка-
чество стали (содержание углерода до 0,38...0,4 %, се-
ры— до 0,1 %). Дальнейший вероятный ход разрушения
галереи представляется так: падающая ферма по оси
31 столкнула наружу колонну ряда X и потянула за со-
бой ферму по оси 26, которая легла поверх обрушивших-
ся конструкций галереи.
Отмеченный выше дефект производства работ — не-
достаточное закрепление башмаков колонн в фундамен-
тах— в данном случае не мог послужить причиной ава-
рии, однако было обращено внимание на недопустимость
такой небрежности при выполнении монтажных работ.
В отношении сохранившейся части галереи в осях
Л—С было установлено, что использование галереи
возможно только после устранения угрозы ее обрушения.
В этих целях было рекомендовано подвести под нижние
202 —
узлы главных ферм в пролетах Л — Р и Р — С попереч-
ные балки или фермы, оперев их на колонны, располо-
женные вне контура галереи. Разрушенный пролет гале-
реи в осях 26—31 между рядами С и X было рекомендо-
вано восстановить в прежнем виде.
Снятые в соответствии с НиТУ 121—55 требования об
испытании стали на ударную вязкость при отрицатель-
ной температуре комиссия рекомендовала восстановить,
учитывая, что при монтаже галереи, который будет про-
изводиться при низких температурах, фермы не будут
гарантированы от случайных ударов. Сохранившиеся ко-
лонны в осях 26—31 рекомендовано обетонировать, а
поврежденный фундамент колонны С — 31 усилить.
За последние годы в отечественной и зарубежной прак-
тике известно много случаев хрупкого разрушения сосу-
дов, резервуаров, мостов, промышленных зданий, трубо-
проводов и других сооружений1. В нашей стране имели
место явления хрупкого разрушения в резурвуарах, стро-
пильных фермах, эстакадах и др.
Анализ этих случаев хрупкого разрушения металла
показывает, что оно вызывается комплексом факторов,
основными из которых являются свойства стали: ее
склонность к хрупкому разрушению, высокие местные
концентрации напряжений, характер силового и темпе-
ратурного воздействия и т. п.
В настоящее время несущую способность конструк-
ций определяют на основе учета упругопластических де-
формаций, базирующегося на использовании пластичес-
ких свойств стали. Несущая способность сооружения,
определенная исходя из этого положения, не всегда обе-
спечивает его прочность, поскольку при действительной
работе конструкций возникновение и развитие пластиче-
ских деформаций не всегда возможны. При этом может
произойти хрупкое разрушение металла при напряжени-
ях, которые в 2—3 раза меньше расчетных (40...60 МПа)'.
Следует иметь в виду, что явления хрупкого разрушения
усугубляются сложными условиями работы материала
сварных конструкций, возникающими в результате не-
равномерного нагрева и деформаций при сварке. Эти
технологические факторы, в особенности при сварке сор-
таментов больших толщин, вызывают появление объем-;
ных напряжений (двух- и даже трехосных), тогда как в
1 По материалам Проектстальконструкции.
— 203 —
клепаных конструкциях трехосные напряжения вообще
никогда не имеют места.
Прочность конструкций в большей мере зависит от
свойств стали, которые должны определяться исходя не
только из ее механических и химических характеристик,
но и из ее склонности к хрупкому разрушению. Важное
значение в этом отношении имеет температура перехода
металла в хрупкое состояние — порог хладноломкости
стали. Для одной и той же марки стали с одинаковыми
химическими и механическими характеристиками порог
хладноломкости может существенно изменяться в зави-
симости от структуры стали, способа выплавки (кипя-
щая, полуспокойная, спокойная сталь), температуры
прокатки и толщины профиля.
Так, например, английские исследователи доказали,
что порог хладноломкости зависит как от способа рас-
кисления стали, так и от толщины металла. Применение
алюминия при раскислении стали взамен кремния по-
зволило получить более низкие значения порога хладно-
ломкости. С другой стороны, увеличение толщины лис-
тов до 90 мм сместило порог хладноломкости в сторону
положительных температур примерно на 50°.
Японские ученые установили, что действительную ра-
боту конструкций можно предугадать лишь в том случае,
если известна температура хладноломкости (порог хлад-
ноломкости) .
Американские исследования сварных корпусов кораб-
лей позволили установить, что порог хладноломкости
стали в действительности лежит ниже, чем при лабора-
торных испытаниях на ударную вязкость. Кроме того,
порог хладноломкости при испытании стали на ударную
вязкость зависит от таких факторов, как острота надре-
за, толщина и ширина образцов и др. С увеличением тол-
щины и ширины образцов, а также остроты надреза по-
рог хладноломкости повышается.
Степень вязкости стали определяется характеристи-
кой ударной вязкости, в известной мере зависящей от
динамического воздействия сил. Ударная вязкость явля-
ется скорее качественной, нежели количественной харак-
теристикой, поскольку работа, затраченная на разруше-
ние образца, не позволяет судить ни о напряжениях, ни
о соотношении между чистопластичной деформацией об-
разца (без разрушения) и деформацией в процессе раз-
вития трещины. По этим причинам ударная вязкость ме-
талла не может служить бесспорным показателем склон-
— 204 —
ности стали к хрупкому разрушению. Однако хрупкость
и хрупкое разрушение металла изучены недостаточно
даже в части определения численных значений показа-
телей хрупкости по результатам испытаний на ударную
вязкость или на эксцентричное растяжение. Не изучены
также вопросы теории хрупкого разрушения как упру-
гопластической задачи строительной механики.
Таким образом, механическое отождествление несу-
щей способности конструкций, определенной исходя из
пластической работы материала, с действительной их
прочностью, которая зависит от комплекса физико-меха-
нических данных, не всегда является правильным. Быва-
ет, что металлургические заводы поставляют сталь, отве-
чающую требованиям по величине временного сопротив-
ления и предела текучести, но теряющую способность
воспринимать нагрузки в результате хрупкого разруше-
ния, для которого наши стандарты никаких нормируемых
показателей не предусматривают.
В настоящее время остро стоит вопрос о повышении
требований к углеродистой стали не только в части спо-
соба ее выплавки и величины показателей временного
сопротивления, предела текучести, химического состава
и результатов загиба в холодном состоянии, но и в части
установления нормированных значений ударной вязко-
сти при отрицательных температурах.
Вместе с тем характеристика ударной вязкости дает
во многом несовершенную качественную оценку яв-
ления и не дает оценки количественной стороны воп-
роса.
Свойства материала могут быть выявлены путем при-
ближения методов испытания (отбраковки)' к действи-
тельным условиям работы конструкции. Однако проведе-
ние таких испытаний часто трудно осуществимо и связа-
но с большими затратами и потерей времени. В связи с
этим при оценке склонности стали к хрупкому разруше-
нию приходится прибегать к прямым и косвенным мето-
дам выявления этого показателя. В частности, можно из-
бежать хрупкого разрушения путем увеличения площади
текучести как фактора, смягчающего влияние концент-
рации напряжений.
Академик Н. Н. Давиденков, например, настаивает на
необходимости принять некоторый коэффициент «запаса
вязкости», определяемый как отношение разности темпе-
ратур эксплуатации сооружения и порога хладноломкости
стали к температуре эксплуатации.
— 205 —
Таким образом, проблема хрупкого разрушения яв-
ляется одной из наиболее актуальных и важных и тре-
бует установления связи между хрупким разрушением,
металлургической характеристикой стали и напряженным
состоянием. Другими словами, для оценки прочности
конструкции необходимо аналитически связать такие
характеристики стали, как пластичность, ударная вяз-
кость и порог хладноломкости с напряженным состояни-
ем. Построенные на основе этой зависимости кривые да-
ли бы возможность определить действительный «запас
вязкости».
До настоящего времени мы ограничивались количест-
венным критерием, который можно было положить в ос-
нову установления необходимых требований к поставке
стали.
Проблема хрупкого разрушения стали осложняется
еще и тем, что строительные организации часто заказы-
вают сталь без должного учета действительной работы
материала и условий эксплуатации сооружения.
В то же время ГОСТ 380—71 предусматривает широ-
кий диапазон характеристик поставляемой стали, разоб-
раться в которых под силу лишь хорошо подготовленно-
му в области металловедения потребителю.
С учетом всех этих факторов Госстрой СССР в нача-
ле 1961 г. провел ряд мероприятий в целях предотвраще-
ния подобных аварий в будущем.
Так, в действовавшие в то время «Нормы и техничес-
кие условия проектирования стальных конструкций»
(НиТУ 121—55) было внесено изменение № 1, преду-
сматривающее более широкое применение полуспокой-
ной и спокойной стали в районах Сибири, Дальнего Вос-
тока и Крайнего Севера и в других районах, где расчет-
ные температуры ниже —30 °C.
Изменение № 1 устанавливает следующие требова-
ния.
Углеродистая сталь обыкновенного качества, приме-
няемая для сварных конструкций, должна заказываться
и поставляться по подгруппе в ГОСТ 380—71.
При этом следует применять:
а)	спокойную сталь ВСтЗсп — для конструкций,
эксплуатируемых на открытом воздухе или в неотапли-
ваемых помещениях при расчетной температуре воздуха
ниже —30°C, за исключением конструкций, подвергаю-
щихся динамическому воздействию от вибрационных или
подвижных нагрузок и эксплуатируемых на открытом
— 206 —
воздухе при расчетной температуре —40°C и ниже, для
которых следует применять углеродистую сталь марки
СТЗсп мостовую либо низколегированную;
б)	спокойную сталь ВСтЗсп — для конструкций, рабо-
тающих в особо тяжелых условиях: для непосредствен-
но воспринимающих динамическое воздействие балок
рабочих площадок главных зданий мартеновских цехов;
для подкрановых балок под краны тяжелого (при тол-
щине элементов свыше 20 мм) и весьма тяжелого непре-
рывного режимов работы; для конструкций, воспринима-
ющих, непрерывно действующие вибрационные нагрузки,
и т. п.;
в)	полуспокойную сталь ВСтЗпс — для подкрановых
балок под краны тяжелого (при толщине элементов до
20 мм включительно), среднего и легкого режимов рабо-
ты, для стропильных и подстропильных ферм, ригелей,
рам, главных балок перекрытий, пролетных строений
эстакад и тому подобных конструкций, эксплуатируемых
при положительной или отрицательной температуре, кро-
ме оговоренных в п. «а»;
г)	кипящую сталь ВСтЗкп — для расчетных элементов
конструкций, не оговоренных в пп. «а», «б» и «в». Клас-
сификацию кранов по режиму работы надлежит прини-
мать в соответствии с «Правилами устройства и безопас-
ной эксплуатации грузоподъемных кранов» (Госгортех-
надзор СССР, 1959).
Для нерасчетных элементов сварных стальных конст-
рукций допускается применение стали, поставляемой по
группе Б (ГОСТ 380—71)*.
В целях повышения качества металлоконструкций
Госстрой СССР выпустил специальное инструктивное
письмо от 28 июля 1961 г. № 17—1334 «О назначении ма-
рок и условий поставки стали для стальных строительных
конструкций и конструктивных мероприятиях по преду-
преждению хрупкого разрушения стальных конструкций».
В письме отмечалось, что в связи с имевшимися слу-
чаями неправильного заказа и поставки металла для из-
готовления стальных строительных конструкций Госстрой
СССР обращает внимание всех проектных и строитель-
ных организаций и заводов стальных конструкций на не-
обходимость при заказе металла строгого соблюдения
«Норм и технических условий проектирования стальных
конструкций» (НиТУ 121—55)’ и изменения № 1 к ним,
утвержденного приказом Госстроя СССР от 12 апреля
1961 г. № 114, а также требований, приведенных в про-
— 207 —
ектной документации. При назначении условий поставки
углеродистой стали обыкновенного качества или низко-
легированной стали следует дополнительно руководст-
воваться «Указаниями по назначению марок и условий
поставки стали для стальных строительных конструкций»,
приложенными к письму.
При разработке новых и переработке действующих
типовых проектов сварных стальных конструкций, при
проектировании сварных конструкций, на которые отсут-
ствуют типовые проекты, а также при разработке черте-
жей КМД в целях уменьшения опасности хрупкого раз-
рушения металла в конструкциях в процессе их монта-
жа и эксплуатации рекомендуется в дополнение к требо-
ваниям НиТУ 121—55 предусматривать конструктивные
мероприятия, устраняющие или ослабляющие концент-
рацию напряжений в сварных соединениях в соответст-
вии с «Конструктивными мероприятиями по предупреж-
дению хрупкого разрушения сварных стальных конструк-
ций», также приложенными к письму.
Госстрой СССР поручил ЦНИИСК им. Кучеренко и
Проектстальконструкции всесторонне исследовать тео-
рию хрупкого разрушения как упругопластическую зада-
чу строительной механики, а также проблему хрупкого
разрушения стали путем испытания натурных образцов
применительно к действительным условиям работы зда-
ний и сооружений.
В целях предупреждения хрупкого разрушения свар-
ных стальных конструкций следует в дополнение к тре-
бованиям «Норм и технических условий проектирования
стальных конструкций» (НиТУ 121—55) выполнять от-
дельные рекомендации по конструированию свар-
ных соединений стальных конструкций, как напри-
мер:
конструктивные формы сварных соединений должны
обеспечивать наиболее равномерную эпюру рабочих на-
пряжений в элементах и деталях, а также наименьшие
внутренние напряжения от сварки;
необходимо избегать резких геометрических концент-
раторов напряжений (входящих углов, больших перепадов
сечения и т. д.)’, особенно расположенных на участках с
высокими местными напряжениями и ориентированных
поперек направления действующих растягивающих уси-
лий (напряжений);
при выборе типа конструкции следует учитывать, что
конструкции со сплошной стенкой обладают меньшим
— 208 —
числом концентраторов напряжений; при загрузке этих
конструкций напряжения в их элементах распределяют-
ся более равномерно по сравнению с решетчатыми кон-
струкциями;
односторонние стыковые швы должны осуществлять-
ся, как правило, с подваркой корня;
размеры сечений сварных угловых швов следует на-
значать минимальными по расчету на прочность или по
технологическим требованиям.
При пересмотре СНиП в 1961—1962 гг. на основе
проведенных научных исследований с учетом имевших
место аварий металлических конструкций были регла-
ментированы условия применения углеродистой стали в
несущих стальных конструкциях зданий и сооружений.
Исследования стойкости строительной стали против
хрупкого разрушения в СССР проводят ЦНИИСК
им. Кучеренко и ЦНИИПроектстальконструкция Гос-
строя СССР, Институт электросварки им. Е. О. Патона,
ЦНИИЧМ и др.
Определение условий хрупкого излома строительных
сталей при низких температурах являлось одной из тем
комплексной научно-исследовательской проблемы «Со-
вершенствование методов расчета строительных конст-
рукций и оснований сооружений с целью более полного
использования свойств материалов и создания основных
условий для проектирования более эффективных конст-
рукций и оснований сооружений», разработанной в рам-
ках стран — членов Совета Экономической Взаимопомо-
щи (СЭВ)’.
Результаты исследований, проведенных ЦНИИСК
им. Кучеренко, показывают, что наиболее эффективным
способом повышения стойкости строительной стали про-
тив хрупкого разрушения при пониженных температурах
является термическая обработка.
Это преимущество термически обработанной стали
подтверждается не только стандартными испытаниями
ударных образцов, но, что более важно, и при испытани-
ях по методикам, воспроизводящим с большей полнотой
реальные условия нагружения металлоконструкций в
эксплуатации.
Для повышения хладностойкости стали можно при-
менять два вида термообработки — нормализацию и
улучшение (закалка плюс высокий отпуск). Выгодная
особенность второго вида термообработки состоит в том,
что в результате улучшения одновременно повышаются
14—843
— 209 —
и прочностные характеристики стали, и стойкость ее
против хрупкого разрушения.
Для ответственных конструкций, работающих при
особенно низких температурах окружающего воздуха
(до —65°C), наиболее целесообразно применять терми-
чески обработанные низколегированные стали с низким
содержанием углерода, которые поставляются по ГОСТам
и техническим условиям. Это в первую очередь сталь
марок 09Г2С и 10Г2С1 (10Г2С) и др.
При более высоких температурах или в строительных
металлоконструкциях с менее тяжелым режимом работы
можно применять более высокоуглеродистые термически
обработанные стали и, наконец, низколегированные го-
рячекатаные стали. Вместе с тем температурная область
применения низколегированных сталей должна охваты-
вать районы с наиболее низкой расчетной температурой
и наиболее неблагоприятными условиями эксплуатации.
В соответствии со СНиП термически обработанные и го-
рячекатаные низколегированные стали предназначаются
для конструкций северного исполнения, эксплуатируемых
в районах с температурами — 40...—65°C. При темпера-
турах выше —40 °C применяются малоуглеродистые ста-
ли в соответствии с указаниями СНиП. Стойкость сталь-
ных элементов против распространения хрупких трещин
в значительной степени определяется толщиной проката,
из которого изготовлены данные элементы.
С другой стороны, вероятность возникновения хруп-
кого разрушения и степень его опасности определяются
наряду с другими факторами, режимом работы конструк-
ций, степенью и характером их нагружения, значимостью
данного элемента или конструкции в целом. Таким обра-
зом, выбор той или иной марки стали для конструктив-
ных элементов, работающих при заданной температуре,
должен определяться режимом работы элементов
или конструкций, степенью их ответственности, а так-
же толщиной проката, из которого они изготовля-
ются.
Основываясь на общей классификации конструкций
по режимам работы и их ответственности, данной в
СНиП, все конструкции, предназначенные для эксплуа-
тации при температурах —40...—65 °C, разбиты па пять
классов по тяжести режима работы и степени ответст-
венности, как это и сделано в Рекомендациях по выбору
и применению сталей для конструкций, работающих в
условиях низких температур.
__ 210 —
При сочетании весьма низких температур и наиболее
тяжелых условий работы стали, тем более если речь идет
о весьма ответственных конструкциях, следует использо-
вать стали наиболее стойкие против хрупкого разрушения.
По мере облегчения условий работы и повышения темпе-
ратуры эксплуатации можно применять менее стойкие
стали сначала для сравнительно тонких элементов кон-
струкций, а затем и для элементов большей толщины. Та-
кой подход был осуществлен при разработке указанных
выше рекомендаций, представленных в 1965 г. на рас-
смотрение Госстроя СССР.
На основе проведенных за последние годы исследова-
ний в новой главе СНиП 11-23-81 «Стальные конструк-
ции» приведены указания по применению стали для
стальных конструкций зданий и сооружений. В этих ука-
заниях в зависимости от вида конструкций и расчетной
температуры района строительства установлены марки и
классы стали, толщина листового, сортового и фасонного
проката, которые должны применяться при проектирова-
нии стальных конструкций. Для каждой марки стали в
зависимости от толщины проката установлены требова-
ния по ударной вязкости. В частности, установлены тре-
бования для сварных конструкций, находящихся под не-
посредственным воздействием динамических или вибра-
ционных нагрузок (пролетные строения наклонных мостов
доменных печей, пролетные строения и опоры галерей
конвейеров и т.п.). Эти требования не относятся к свар-
ным конструкциям, работающим в особо тяжелых усло-
виях и подвергающихся непосредственно воздействию
динамических или вибрационных нагрузок.
В нормах указывается, что при проектировании свар-
ных соединений стальных конструкций необходимо при-
нимать меры против возможного хрупкого разрушения
этих конструкций в процессе их монтажа и эксплуатации
в результате неблагоприятного сочетания следующих
факторов:
высоких местных напряжений, вызванных воздейст-
вием сосредоточенных нагрузок или деформаций деталей
соединений, а также остаточных напряжений;
резких геометрических концентраторов напряжений,
являющихся следствием неудачной конструкции сварного
соединения и т. п., в особенности расположенных на уча-
стках с высокими местными напряжениями и ориентиро-
ванных поперек направления действующих растягиваю-
щих напряжений;
14*	— 211 —
пониженной температуры, при которой данный вид
стали в зависимости от ее химического состава, структу-
ры и толщины проката переходит в хрупкое состояние.
Указывается также, что при выборе типа конструкций
следует учитывать, что конструкции со сплошной стенкой
обладают меньшим числом концентраторов напряжений
и менее чувствительны к эксцентриситетам по сравнению
с решетчатыми конструкциями.
В декабре 1964 г. в коксохимическом цехе металлур-
гического завода произошло обрушение трех пролетов
стального моста под конвейер.
Стальной мост имеет длину 112 м и состоит из четы-
рех пролетов: один пролет длиной 22 м и три—по 30 м
каждый (рис. 70). Мост связывает главный корпус с пе-
регрузочной станцией.
С одного конца мост имеет неподвижную опору (со
стороны галереи), другой конец имеет катковую опору
на перегрузочной станции. Пролеты мостов опираются на
три металлические колонны высотой 3,6...11 м.
Все металлические конструкции моста сварные. Про-
ектом предусматривалось выполнение металлических
конструкций из мартеновской стали СтЗ, поставляемой
по группе А ГОСТ 380—71* с гарантированными преде-
лами текучести, содержания серы, углерода и фос-
фора.
В поперечном сечении мост представляет собой две
вертикальные фермы с параллельными поясами высотой
2,5 м, поставленные через 3,35 м и соединенные между
собой горизонтальными связями и прогонами в плоскости
верхнего и нижнего поясов ферм. Концы ферм на колон-
нах связаны между собой ветровыми рамами. Общая
масса металлических конструкций моста 66 т.
Стены, пол и кровля моста утепленные. Стены состо-
ят из двух слоев волнистых асбестоцементных листов,
между которыми располагается утеплитель из минерало-
ватных плит толщиной 40 мм с плотностью 350 кг/м3.
Пол состоит из сборных железобетонных ребристых
плит шириной 50 см, высотой 15 см и длиной Зм, поверх
которых уложен утеплитель из минераловатных плит
толщиной 60 мм с плотностью 350 кг/м3 и асфальтовая
стяжка толщиной 20 мм.
Кровля состоит из тех же железобетонных плит, по-
верх которых уложен утеплитель из минераловатных
плит толщиной 60 мм с плотностью 350 кг/м3, асфаль-
товой стяжки толщиной 15 мм и рубероидного ковра.
212 —
70. Обрушившийся мост
Пи согласованию с Харьковским Промстройпроектом
утепление полов и кровли в натуре выполнено из газобе-
тона толщиной 100 мм с плотностью 50 кг/м3.
Проект моста разработан в 1958 г., а рабочие черте-
жи КМД — в 1959 г. Металлические конструкции изго-
товлены в 1959—1960 гг. заводом металлоконструкций.
К моменту обрушения были смонтированы все метал-
лические конструкции моста. Во втором пролете моста
были смонтированы железобетонные плиты пола и кров-
ли, уложены утеплитель поверху и понизу, цементная
стяжка: понизу полностью, поверху примерно на 50 %,
стены обшиты одним слоем асбестоцементных листов без
утеплителя.
В третьем пролете были смонтированы железобетон-
ные плиты пола и покрытия, пол полностью утеплен,
кровля утеплена примерно на 60 %. Стены обшиты одним
слоем асбестоцементных листов примерно на 50 %, без
утеплителя.
В четвертом пролете были смонтированы железобе-
тонные плиты пола, кроме плит двух последних пане-
лей ферм у перегрузочной станции.
Не была произведена обратная засыпка котлованов
фундаментов под колонны пролетов 2—3 и 3—4, а также
не была выполнена цементная подливка под металличе-
ские колонны.
Проверкой в натуре установлено, что при изготовле-
нии конструкций были допущены серьезные отступления
от проекта. Так, в некоторых заводских и монтажных уз-
лах ферм второго пролета сварные швы были выполнены
не по проекту; размеры их были уменьшены против раз-
меров швов, предусмотренных КМД. Цементная стяжка
пола и кровли выполнена толщиной 50...60 мм вместо
толщины 15...30 мм, предусмотренной проектом. Масса
железобетонных плит 250 кг/м2 вместо 196 кг/м2 по го-
сударственному стандарту.
Кроме отступлений от проекта были допущены также
следующие нарушения правил производства строитель-
но-монтажных работ: фундаменты под колонны были
сданы под монтаж металлоконструкций до обратной за-
сыпки котлована грунтом; строительные работы по уст-
ройству полов, стен и крыши велись без акта сдачи-при-
емки металлических конструкций, разрешающего произ-
водить эти работы, не была сделана подливка под
подошвы пилонов; на кровле второго пролета моста было
заскладировано 7—8 пачек асбестоцементных листов
— 214 —
примерно по 10 листов каждая; подача раствора на
крышу для устройства стяжки производилась в бадьях
объемом 1,5 м3 (масса до 3 т) с разгрузкой всего объема
бадьи на кровлю моста.
Обрушение трех пролетов моста произошло при тем-
пературе наружного воздуха около 0°С при слабом вет-
ре и началось со второго пролета, после чего последова-
ло обрушение третьего и четвертого пролетов; первый
пролет моста остался невредимым.
Катковые опоры на перегрузочной станции были сор-
ваны с опорной балки. На крайней опоре /7=10,8 м бы-
ли разорваны анкерные болты и сколот фундамент.
При осмотре металлических конструкций обрушив-
шегося моста комиссией было установлено:
на полуферме Д-З в первом от опоры узле нижнего
пояса приварка стойки (расчетное усилие 56 кН) была
выполнена электроприхваткой длиной 40 мм, в результа-
те стойка оторвалась от фасонки;
во втором от опоры узле этой же полуфермы из-за не-
качественности и недостаточности сварного шва против
проектного оторваны стойка (расчетное усилие 210 кН)'
и раскос (расчетное усилие 400 кН) от фасонки нижнего
пояса;
в третьем от опоры узле нижнего пояса обнаружен
разрыв фасонки параллельно сваренному шву в около-
шовной зоне, при этом визуально обнаружена старая тре-
щина, занимающая до 80 % площади поперечного сече-
ния фасонки;
раскос монтажного стыка полуферм второго пролета
моста Д-5—Д-7 в середине пролета был выполнен толь-
ко на элетроприхватке, в результате чего раскос оторвал-
ся от фасонки верхнего и нижнего поясов фермы;
по визуальному определению характер излома косы-
нок не соответствует стали СтЗ, предусмотренной проек-
том.
Установлено, что непосредственной причиной обруше-
ния моста является некачественная заводская и монтаж-
ная сварка элементов решетки ферм моста. Обрыв ре-
шетки вертикальных ферм с косынок нижнего пояса при-
вел к передаче на пилон неучитываемых горизонтальных
усилий, что в свою очередь повлекло за собой потерю
устойчивости стойки пилона и обрушение примыкающих
пролетов моста. При этом произошел наклон фундамен-
тов под пилон.
Приближенный поверочный расчет показал, что в мо-
— 215 —
мент обрушения усилия в элементах фермы не превыша-
ли 70—80 % расчетных.
Комиссия пришла к выводу, что металлические кон-
струкции обрушившегося моста не пригодны для восста-
новления.
Было признано также:
в связи с тем что проект КМ раработан в 1958 г. по
отмененным стандартам на прокат и нормам проектиро-
вания стальных конструкций, считать необходимым раз-
работать новый проект КМ моста с учетом применяемых
материалов; безотлагательно произвести техническое об-
следование качества исполнения всех конструкций кон-
вейеров мостов и галерей строящегося комплекса угле-
обогатительной фабрики; в связи с допущенными отступ-
лениями от проекта в части утяжеления конструкций стен,
пола, кровли и в других местах, не учтенных в проекте
КМ, а следовательно, и в расчете сварных швов в проек-
те КМД, следует произвести расчет металлических кон-
струкций этих мостов с учетом фактической нагрузки;
оставшийся первый пролет моста не демонтировать, но
тщательно его обследовать с проверкой расчетом и пред-
варительным устройством временной опоры.
В ноябре 1964 г. произошло обрушение двух проле-
тов транспортерной галереи № 1 агломерационной фаб-
рики горно-обогатительного комбината. Галерея № 1
входит в состав строящегося комплекса агломерацион-
ной фабрики горно-обогатительного комбината и пред-
назначена для транспортировки концентрата из корпуса
обогащения в корпус шихтовых бункеров аглофабрики.
Строительство агломерационной фабрики, в комплекс
которой входит галерея № 1, осуществлялось по проек-
ту, разработанному специализированной генеральной
проектной организацией.
Строительство галереи осуществлялось генеральной
подрядной организацией и специализированными орга-
низациями.
Металлические конструкции галереи № 1 изготовлены
заводом металлоконструкций и поставлялись железнодо-
рожным транспортом габаритными элементами на склад
металлических конструкций, оборудованный козловыми
кранами, и далее автотранспортом на расстояние до 1 км
к месту монтажа.
Сборные железобетонные плиты типа ПКЖ-9 достав-
лялись к месту монтажа автотранспортом на расстоянии
до 2 км с разгрузкой монтажными кранами. Осуществ-
216 —
лялся авторский надзор как по строительным, так и по
технологическим работам.
Конвейерная галерея № 1 представляет собой четы-
рехпролетное сооружение общей длиной 92 м, состоящее
из наклонной части пролетом 22,8 м и горизонтальной
части с длиной пролетов последовательно 18, 24 и 24 м,
с консольным участком 3,2 м, примыкающим к корпусу
шахтовых бункеров (рис. 71). Ширина галереи в осях
ферм 9,5 м. Фундаменты под опоры галереи монолитные
железобетонные и бетонные.
Металлический несущий каркас галереи состоит из
разрезных продольных ферм с параллельными поясами
высотой 3,6 м, установленными на поперечные трапецеи-
дальные фермы с пролетом 4,5 м и длиной по верхнему
поясу 9,5 м, которые в свою очередь опираются на колон-
ны. Опоры галереи представляют собой плоскую решет-
чатую конструкцию.
Верхняя часть опор выполнена в виде двухконсольной
фермы высотой 2,5 м, нижняя часть опоры — из двух вер-
тикальных стоек двутаврового сечения, соединенных ме-
жду собой связями. Верхние и нижние пояса ферм завя-
заны системой связей, а по торцам ферм предусмотрены
жесткие поперечные рамы. Устойчивость галереи в про-
дольном направлении обеспечивается прикреплением
нижней опоры наклонной галереи к фундаменту корпуса
обогащения.
Стеновое ограждение выполнено из легкобетонных
панелей. Покрытие и перекрытие выполнены из сборных
железобетонных плит, уложенных на поперечные балки.
Кровля галереи рулонная по цементной стяжке с утепли-
телем из пенобетона и керамзита. Пол галереи — цемент-
ный по пенобетону.
Галерея № 1 строилась в два этапа — один наклон-
ный пролет от корпуса обогащения был закончен строи-
тельством и введен в эксплуатацию в сентябре 1963 г.,
остальные три пролета, в том числе один 18 м и два 24 м,
и консольный участок, а также фундаменты под метал-
лические конструкции были выполнены и сданы под мон-
таж в период с ноября 1963 г. по март 1964 г.
Монтаж металлических и сборных железобетонных
конструкций начат в апреле и окончен в мае 1964 г.
По данным гидрометеослужбы горно-обогатительного
комбината, в день обрушения галереи температура на-
ружного воздуха была —10 °C, ветер отсутствовал. В мо-
мент обрушения в галерее работники обогатительной
— 217 —
280,80
71. Конвейерная галерея
1 фундаменты; 2 стальная опора № 1; 3 — то же. .№ 2; 4 — то же, № 3; 5 — опорные фермы; 6 —- пролетные фермы; 7—-моно-
рельс 0,5 кН; 8 — корпус обогащения; 9 — ось конвейера
фабрики производили работы по наладке и сборному пус-
ку ленточного конвейера № 1.
При пробном пуске конвейера лента пошла в обрат-
ном направлении, по этой причине конвейер был оста-
новлен для переключения фаз. Через 1...3 мин после ос-
тановки конвейера произошло обрушение части галереи,
опоры между ними и опоры у стены корпуса шихтовых
бункеров.
При строительстве галереи № 1 были допущены не-
которые отступления от проекта. В соответствии с рабо-
чими чертежами стеновые панели расположены по внут-
ренним плоскостям металлических конструкций. В натуре
опорные столики для крепления стеновых панелей рас-
положены по наружным плоскостям стоек, поэтому сте-
новые панели были смонтированы снаружи, что повлекло
за собой уширение галереи на 90 см. По пенобетонному
утеплителю перекрытия галереи выполнена цементная
стяжка толщиной 3 см, которая в проекте отсутство-
вала.
Допущены были также следующие отступления, не
согласованные с проектной организацией — автором про-
екта: взамен бетонного пола и шлакобетонного слоя для
создания уклона общей приведенной толщиной 10,5 см
выполнен только бетонный слой средней толщиной
9,85 см; вместо предусмотренного проектом карниза из
сборных железобетонных карнизных плит карниз выпол-
нен из силикатного кирпича; утеплитель из пенобетона
толщиной 14 см заменен пенобетоном с ячейками 1,8Х
Х2 см с промежутками между ними по 0,7 м, заполнен-
ными керамзитобетоном; вместо асфальтовой стяжки
толщиной 15 мм под рулонный ковер в натуре выполнена
цементная стяжка толщиной 30 мм; правый по ходу кон-
вейера фундамент опоры 0-2 был недобетонирован на
22 см против проектной отметки, поэтому для установки
колонн на проектную отметку были подложены под пли-
ту башмака колонны два обрезка рельсов с последую-
щей подбетонкой.
В результате аварии обрушились два 24-метровых
пролета галереи и опоры первая (О-1) и вторая (О-2)
от корпуса шихтовых бункеров. Основные несущие фер-
мы, оторвавшись от поперечной фермы Ф-3 опоры 0-2,
упали, при этом их противоположные торцы, изогнув-
шись, оперлись на опоры 0-1 и опору 0-2 сохранившей-
ся части галереи. Конструкции ферм сильно деформи-
ровались и глубоко врезались отдельными узлами в
— 219 —
грунт. Пояса левой консольной фермы, ударившись о же-
лезобетонные конструкции тоннеля, разорвались.
Опоры 0-1 опрокинуты в сторону корпуса шихтовых
бункеров, в нижней части сплющены конструкциями кон-
сольной части фермы. При этом ближние к стенке анке-
ры погнуты; второй анкер левого фундамента сорван с
гайки, а правого—оторван на резьбе. Стойки опоры 0-1
согнуты под оголовки по наименьшей жесткости к оси
галереи. Поперечная ферма 0-3 оборвалась на правой
стойке по шву опорных плит, на левой стойке — от опор-
ного узла фермы и, опрокинувшись верхним поясом вниз,
упала к основанию опоры внутрь пролета. Правая стойка
опоры 0-2 упала в сторону корпуса шихтовых бункеров,
отклонившись к оси галереи, при этом ее оголовок ото-
гнут по наименьшей жесткости сечения вправо от оси
галереи.
Один анкерный болт фундамента согнут, другой вы-
рван с гайки. Левая стойка опоры 0-2 оторвана по обре-
зу обетонки и с оголовка стойки. Оголовок стойки отор-
ван частично по швам опорных плит, частично по телу
плиты. Поперечная ферма опрокинута правым верхним
узлом в сторону фундаментов и лежит верхним поясом
на правой стойке опоры 0-2. Правый опорный подкос
фермы 0-3 надломан у опорного узла и погнут в сторону
свободных полок уголков. Левый опорный подкос подо-
гнут к верхнему поясу. Нижний пояс поперечной фермы
оторван по косынкам узлов и лежит под верхним поясом
фермы.
У сохранившейся опоры 0-2 несколько деформирова-
ны правый подкос и вертикальные связи; других дефор-
маций не обнаружено1.
Комиссия, обследовавшая обрушение, установила:
увеличение массы фактически установленных конструк-
ций и материалов примерно на 14%; качество электро-
сварных работ при изготовлении и монтаже металличе-
ских конструкций удовлетворительное и соответствует
требованиям прокета; все примененные заводом металли-
ческих конструкций профили металла для галереи № 1
имеют сертификаты, подтверждающие качество металла,
заданное проектом; металлические конструкции изготов-
лены в основном из полуспокойной стали ВСтЗпс, отдель-
ные элементы изготовлены из спокойной стали ВСтЗсп;
расчет металлических конструкций галереи произведен
общепринятыми методами, существенных расхождений
между расчетами, представленными проектной организа-
— 220 —
цией, и проверочными не установлено. В расчетах инсти-
тута отсутствовала проверка опорного раскоса попереч-
ной фермы при его эксцентричном прикреплении в узлах.
Проведенные комиссией проверочные расчеты показали,
что в этом случае в раскосе имеет место значительное
перенапряжение.
Проверкой также установлено, что нагрузки, действу-
ющие в момент аварии, составляла 73 % расчетных.
На основании освидетельствования обрушившихся
конструкций, геодезической проверки положения фунда-
ментов, контрольных испытаний металла, результатов
проверочных расчетов прочности конструкций и показа-
ний очевидцев обрушения конструкций двух пролетов га-
лереи № 1 установлено, что обрушение двух пролетов
галереи происходило в такой последовательности: вслед-
ствие внезапной потери устойчивости опорой 0-2 нача-
лось обрушение левых (по ходу номеров опор) ферм про-
летных строений № 1 и 2 галереи, при этом произошли
резкие деформации поперечной фермы и левой колонны
опоры 0-2, также деформировалась и правая колонна
опоры; падавшими конструкциями пролетного строения
в дальнейшем эта опора была перебита и оторвана от
фундамента; при падении первого пролетного строения
галереи его концом со стороны здания шихтовых бунке-
ров была изогнута поперечная ферма и колонна опоры
0-1, которые при этом потеряли местную устойчивость,
а пролетное строение вместе с поперечной фермой упало
вниз.
После падения пролетного строения галереи на зем-
лю его консольным концом стойки опоры 0-1 изогнуты,
отжаты к стене здания шихтовых бункеров и сорваны
с анкерных фундаментов болтов.
Комиссия установила, что основной причиной аварии
явилась недостаточная несущая способность опоры 0-2
(включая поперечную ферму) при фактической нагруз-
ке к моменту аварии. Эта нагрузка составляла 73 % рас-
четной. Следствие ряда неудачных конструктивных ре-
шений этой опоры: эксцентрическое прикрепление опор-
ных подкосов, одностенчатое сечение элементов верхнего
и нижнего поясов и средних раскосов фермы, исключав-
шей возможность четкой передачи усилий в опорных уз-
лах фермы— она находилась в состоянии, близком к пре-
дельному.
Проводившиеся до момента обрушения пусконаладоч-
ные работы на конвейере, связанные с перепуском ленты
— 221 —
конвейера, неизбежно должны были создать некоторые
силовые воздействия на конструкцию галереи. Хотя эти
силовые воздействия и не были значительными по своей
величине, они оказались достаточными, чтобы вывести
первый и второй пролеты галереи из устойчивого состоя-
ния.
Проектной организацией было рекомендовано при
корректировке рабочих чертежей КМ стальных конструк-
ций галереи № 1 для восстановления 24-метровых проле-
тов и опор 0-1 и 0-2 устранить обнаруженные при обсле-
довании обрушившихся конструкций недостатки, а также
усилить эти конструкции с учетом действительной массы
принятых ограждающих конструкций.
В целях выяснения действительной несущей способно-
сти поперечной фермы опор галереи № ^комиссия сочла
необходимым провести натурное испытание двух таких
ферм, поручив изготовление опытных ферм заводу ме-
таллоконструкций треста, а производство испытаний про-
сить Госстрой СССР поручить ЦНИИСК им. Кучеренко.
Рекомендовано проектному институту уточнить сило-
вые воздействия, которые могут возникать в особых ус-
ловиях работы технологического оборудования (внезап-
ная остановка конвейера, обрыв или заклинивание лен-
ты конвейера и др.) для учета этих воздействий в
последующем проектировании транспортных галерей.
Комиссия установила, что при строительстве галереи
№ 1 имели место отступления от конструктивных реше-
ний галереи и ограждающих конструкций, которые при-
вели к увеличению постоянной нагрузки. Отмечено так-
же, что ряд отступлений не был согласован с проектной
организацией.
Материалы обрушения конвейерной галереи № 1 гор-
но-обогатительного комбината были рассмотрены техни-
ческим советом ЦНИИПроектстальконструкции Госстроя
СССР.
В заключении технического совета по вопросу проч-
ности стальных конструкций этой галереи отмечалось,
что конструкция галереи обрушилась вследствие значи-
тельных перенапряжений подкосов верхней части опоры
0-2. Повышение напряжения в подкосах было определе-
но рабочей группой подкомиссии в предположении пере-
дачи усилия только фланговыми швами, без учета тор-
цовых швов.
Качество строительных и монтажных работ той же
комиссией признано удовлетворительным.
— 222 —
72. Узлы, выполненные в натуре
а — поперечный разрез опоры галереи; б — деталь узла; в — сопряжения, вьы
полненные в натуре
Между тем, дополнительным обследованием обру-
шившихся и сохранившихся конструкций, выполненным
по поручению технического совета, установлены: нали-
чие зазоров во фланцевых соединениях, достигающих
4...10 мм; прокладка круглых стержней диаметром до
10 мм в местах максимальных зазоров; неудовлетвори-
тельное качество монтажных швов фланцевых соедине-
ний (отсутствие провара, заниженные по высоте и дли-
не размеры швов, шлаковые включения); наличие экс-
центриситетов в месте опирания фермы на опору и в сое-
динениях верхней части опоры с нижней; наличие экс-
центриситетов в стыках анкерных болтов; неудачное ре-
шение опирания стеновых панелей на фермы, выполнен-
ное на консолях, приваренных к перу уголка стойки
фермы и к перу уголка нижнего пояса (рис. 72)’.
— 223 —
В результате рассмотрения представленных материа-
лов установлено следующее:
принятая проектным институтом схема несущих кон-
струкций галереи соответствует обычно применяемым
схемам сооружений такого типа и возражений не встре-
чает;
расчеты несущих конструкций галереи выполнены в
соответствии с действовавшими в то время технически-
ми условиями, причем при проверке расчетов отступле-
ний от технических условий и ошибок не обнаружено;
нагрузки определены в соответствии с принятыми реше-
ниями строительной части, технологическим заданием и
требованиями СНиП;
расчет подкоса опоры, выполненный комиссией, рас-
следовавшей аварию, основан на допущении отсутствия
швов, присоединяющих подкосы к горизонтальным фа-
сонкам. Кроме того, в этом расчете гибкость в плоскости
фермы принята равной 74, в то время как при правиль-
ном подсчете она должна быть 58; проведенный расчет
на этом же допущении показал, что напряжение в подко-
се от расчетной нагрузки по проекту КМ. равно 250 МПа,
а от фактической нагрузки, действовавшей в момент ава-
рии, оно равно 206 МПа, т. е. меньше расчетного сопро-
тивления; в действительности в работе участвуют не
только фланговые, но и торцевые швы, в связи с чем не
будет внецентренного сжатия, а стержень будет работать
как центрально-сжатый и тогда напряжение уменьшится
до 175 МПа.
Конструктивные решения опор галереи следует при-
знать неудачными; они целиком подчинены условиям
удобства изготовления и монтажа.
Между тем, для обеспечения устойчивости необходи-
мо жесткое соединение верхней части опоры с нижней;
к недостаткам опоры следует отнести также совмещение
одностенчатых и двухстенчатых сечений, отсутствие диа-
фрагм и концентрацию сварных швов. Кроме того, при-
нятая конструкция фланцевого соединения требует каче-
ственного изготовления и монтажа, в противном случае
сопряжение не обеспечивает достаточной жесткости уз-
ла, что снижает несущую способность опоры на устойчи-
'вость.
Для выяснения причин аварии по поручению техниче-
ского совета были проведены необходимые расчеты.
Были рассмотрены следующие возможные причины
обрушения конструкций:
— 224 —
потеря несущей способности подкоса в плоскости опо-
ры. Как уже отмечалось, это предположение не подтвер-
ждается ни расчетом, ни материалами обследования;
потеря несущей способности стойки фермы вследствие
эксцентрического опирания стеновых панелей на перо
одного из уголков. Несмотря на значительные перенапря-
жения, большинство членов технического совета счита-
ют, что это предположение не подтверждается материа-
лами обследования;
потеря устойчивости верхней распорки опоры. Это
также не подтверждается материалами обследования;
потеря устойчивости опоры из плоскости. Для реше-
ния вопроса о возможности потери устойчивости опоры
0-2 из плоскости рассмотрены четыре расчетные схемы;
схема 1—непрерывный стержень с жестким закреплени-
ем вверху и внизу; схема 2 — непрерывный стержень с
шарнирным закреплением вверху и жестким внизу; схе-
ма 3 — опорные закрепления по схеме 1, но с шарнирным
соединением в месте перелома; схема 4 — опорные за-
крепления по схеме 2, но с шарнирным соединением в ме-
сте перелома.
При работе опор по схемам-1—3 устойчивость их обе-
спечивается. При надлежащем качестве монтажных швов
эти схемы в наибольшей степени отражают фактическую
работу опоры.
При отсутствии сварных швов в фланцевых соедине-
ниях либо при низком их качестве работа стоек может
рассматриваться как запас прочности по схеме 4.
В этом случае критическая нагрузка составляет 50 %
расчетной для опоры 0-2 и 20 % — для опоры 0-1.
Для уточнения полученных результатов технический
совет рекомендовал провести экспериментальное иссле-
дование опоры.
Учитывая результаты обследования, показавшие низ-
кое качество монтажных швов во фланцевых соединени-
ях, эксцентрическое опирание башмака опоры на про-
кладки из рельсов и эксцентрическое закрепление анкер-
ных болтов при их стыковании, следует считать наиболее
вероятной причиной аварии потерю устойчивости из пло-
скости одной из опор по схеме, приближающейся к схе-
ме 4. Вопрос о том, какая из опор потеряла устойчивость
первой, не имеет существенного значения.
В заключение отмечается, что при качественном вы-
полнении монтажных соединений и строительных ра-
бот аварии конструкций галереи не должно было про-
15—843
— 225 —
изойти. Потеря устойчивости опоры из плоскости прои-
зошла вследствие низкого качества строительных и
монтажных работ при некоторых конструктивных не-
достатках узловых соединений опоры.
Обрушение конвейерной галерии было предметом
специального рассмотрения в Госстрое СССР. Было
установлено, что пролеты конвейерной галереи обру-
шились вследствие недостаточной несущей способности
металлической опоры, которая деформировалась при
нагрузке, достигшей всего лишь 73 % расчетной, при
воздействии на нее незначительных дополнительных
горизонтальных сил, возникших при пуске транспор-
тера.
При монтаже металлоконструкций галереи допуще-
но смещение опорных плит поперечных ферм против
опорных плит продольных ферм и колонн, что не обес-
печило качественной сварки швов в узлах сопряжения
этих плит.
Заводом металлоконструкций при разработке чер-
тежей КМД и изготовлении металлоконструкций для
галереи было допущено необоснованное отступление от
проекта в части размещения столиков для опирания
панелей стен галереи, в результате чего панели были
установлены снаружи и ширина галереи увеличилась
против проекта на 90 см.
Строительным трестом были допущены при произ-
водстве работ грубые нарушения проекта, которые при-
вели к утяжелению возведенных конструкций галереи
на 14 %.
Установлено, что институтом при разработке проек-
та конвейерной галереи было принято решение о приме-
нении неудачной конструкции опоры (эксцентрическое
прикрепление опорных подкосов и др.). Институт, осу-
ществлявший авторский надзор за строительством аг-
ломерационной фабрики горно-обогатительного комби-
ната, не обеспечил надлежащего контроля за качествен
строительных и монтажных работ при строительстве
галереи и соответствием их проектной документации.
Технический надзор со стороны дирекции горно-обо-
гатительного комбината осуществлялся недостаточно.
Исполнительная документация и акты на скрытые рабо-
ты оформлялись неудовлетворительно и неполно отра
жали фактически выполненные работы.
Госстроем СССР в январе 1965 г. после рассмотре-
ния этой и некоторых других аварий выпущено специ
— 226 —
73. Схема конвейерной галереи (а) и геометрические схемы промежуточной
опоры (б)
/«—по чертежам КМ; 2 — по чертежам КМД
альное распоряжение с мероприятиями по предупреж-
дению аварий в строительстве.
В начале 1965 г. на строительстве дробильно-обога-
тительной фабрики произошло обрушение двух проле-
тов конвейерной галереи, соединявшей корпус мелкого
дробления с силосным складом дробленого магнезита.
Длина галереи по горизонтальной проекции состав-
ляет 45,3 м (рис. 73). Пролетные строения галереи бы-
ли запроектированы в виде стальных разрезных ферм,
стены — из асбестоцементых щитов, утепленные шла-
коватой. Кровля и полы приняты по сборным железо-
бетонным плитам, утепленным шлаковатой и мине-
раловатным войлоком.
Средняя опора галереи запроектирована в виде
плоской стальной рамы с расстоянием между стойками
внизу 2,75 м. Фермы пролетных строений расположены
через 6 м; нагрузка от них передавалась на стойки
рамы через подкосы решетчатого оголовка. Проект га-
лерей и чертежи КМ разрабатывал специализирован-
ный проектный институт, а чертежи КМД — завод ме-
таллоконструкций.
К моменту аварии на строительстве галереи были
закончены все строительно-монтажные работы, кроме
внутренней отделки. В момент обрушения погода стоя-
ла безветренная, температура воздуха —26 °C, снега
на кровле галереи не было. Фактическая нагрузка на
опору в момент аварии составляла всего 54 % расчет-
ной.
Обследованием обрушившихся конструкций галереи
установлено следующее. Пролетные строения галереи
15*	— 227 -
упали на землю концами, которыми они опирались на
промежуточную опору. Одно из пролетных строений вто-
рым концом удержалось на своих опорах, несколько
сместившись с проектного положения; второе сорвалось
с опор и сползло вниз по стене здания. Упавшие концы
пролетных строений сильно деформированы. Промежу-
точная стальная опора осталась на месте и лишь немно-
го отклонилась от вертикали. Нижняя часть опоры (в
пределах вертикальных стоек) получила небольшие
повреждения.
Иной вид имели элементы оголовка. У одного опор-
ного подкоса первая ветвь оказалась оторванной от
фасонки по сварным швам; другая ветвь и второй под-
кос сильно деформировались, а в прикреплениях вет-
вей обнаружены разрывы по фасонкам. Верхняя гори-
зонтальная распорка погнулась; нижняя распорка
(сжатая) получила заметные искривления как в плос-
кости, так и из плоскости опоры.
Проверкой установлено, что при проектировании
опоры допущены две грубые ошибки. В проекте КМ
давление от пролетных строений ошибочно принято
43,5 кН на каждую сторону опоры вместо фактической
нагрузки 1050 кН, т. е. нагрузка уменьшена в 24 раза.
При разработке чертежей КМД из-за неясного изобра-
жения на чертеже КМ размера 1600 мм высота оголов-
ка опоры принята 1000 мм. Обе эти грубые ошибки яв-
ляются результатом халатности работников, разраба-
тывавших проект опоры. При разработке чертежей
КМД работники завода металлоконструкций изменили
геометрическую схему опоры. Простое сопоставление
размеров могло выявить ошибки, но этого не было сде-
лано, и ошибки остались незамеченными.
Проверка элементов оголовка опоры на фактически
действовавшие в момент аварии нагрузки показала,
что напряжения в верхних элементах достигли 255 МПа,
в парных подкосах — 224 МПа и в нижней распорке —
408 МПа.
Высокие напряжения в распорке дали основание ко-
миссии, производившей расследование, считать, что пер-
вопричиной аварии была потеря ее устойчивости как
результат грубых ошибок, доопущенных при разработ-
ке чертежей.
Детальная проверка показала, что деформации ниж-
ней распорки не имели катастрофического характера и
не могли привести к обрушению пролетных строений.
228 —
Наличие этих деформаций можно объяснить ударами
обрушившихся железобетонных конструкций. Самым
слабым местом в чертежах КМД опоры было прикреп-
ление отдельных ветвей опорных подкосов к узловым
фасонкам. Каждая ветвь подкоса прикреплена двумя
фланговыми швами длиной по 200 мм с катетом 8 мм.
Эти швы, определенные в проекте КМ (несущая
способность швов 670 кН), рассчитаны на усилие в под-
косе 620 кН. От фактической нагрузки при действитель-
ной расчетной схеме оголовка опоры это усилие равно
1078 кН, т. е. в 1,74 раза больше расчетного и на 15 %
больше усилия 940 кН, которое могли воспринять швы
при расчете их по наименьшему значению временного
сопротивления направленного металла (420 МПа) на
растяжение без учета умеющихся дефектов швов (непро-
вар, поры).
Наличие у одной ветви опорного подкоса разрушен-
ных сварных швов в креплении показывает, что именно
с этого места и началась авария. Это подтверждается
и сообщениями очевидцев, слышавших накануне аварии
сильный треск. Видимо, в этот момент и произошло об-
рушение одного шва ветви опорного подкоса; второй же
шов разрушился в момент аварии, и эта ветвь подкоса
отделилась от фасонки верхнего узла. Другая ветвь, пе-
регруженная резко возросшим в ней усилием, потеряла
устойчивость и способность поддерживать пролетные
строения.
Напряжения в распорке (408 МПа) определили при
допущении, что расчетная длина распорки равна ее
теоретической длине по геометрической схеме, т. с.
2750 мм. В этом случае гибкость ее в плоскости опоры
(наибольшая) % = 58; в действительности эта распор-
ка состояла из двух швеллеров № 12 и крепилась к фа-
сонкам большого размера. Швеллеры заведены за
центры узлов прикрепления и приварены по всей длине
примыкания их к фасонкам. В этих условиях распорка
работала на продольный изгиб как стержень с заделан-
ными концами с рабочей гибкостью % = 24. При такой
гибкости вопрос о потере стальным элементом общей
устойчивости, как заключает инж. Б. И. Беляев, теряет
смысл («Промышленное строительство», 1965, № 8).
Напряжения в распоре от фактических нагрузок
(без учета продольного изгиба) оказались весьма вы-
сокими и достигли 350 МПа. Однако металл распорки
(тонкостенные швеллеры малого размера) по сертифи-
— 229 —
кату металлургического завода имел высокие механи-
ческие характеристики: временное сопротивление
450 МПа, предел текучести 310 МПа, относительное
удлинение 33 %. Приведенные данные подтверждают,
что причиной аварии была не потеря общей устойчиво-
сти нижней распорки, как зафиксировала комиссия, а
разрыв узловых сварных швов опорного подкоса.
Критерием правильности установления причины
аварии должно служить полное взаимное соответствие
всех фактов, установленных расследованием аварий,—
расположения и состояния упавших конструкций, ре-
зультатов контрольных испытаний материалов и пове-
рочных статических расчетов. Поверочные статические
расчеты способствуют объективному установлению при-
чин аварий. Однако результаты этих расчетов должны
подтверждать и приводить в систему все объективные
данные об аварии, полученные в процессе ее расследо-
вания. Факты, находящиеся в противоречии с резуль-
татами поверочных расчетов, следует дополнительно и
тщательно проанализировать. При невозможности сог-
ласовать результаты расчетов с фактами произведенные
расчеты следует признавать ошибочными.
В январе 1965 г. произошло обрушение пролетного
строения 48-метрового пролета между осями 28—29
конвейерной галереи склада агломерата агломерацион-
ной фабрики металлургического завода.
Конвейерная галерея склада агломерата располо-
жена на территории агломерационной фабрики метал-
лургического завода между перегрузочными станциями
№ 1 и 2. Галерея состоит из семи пролетов с размерами
(от перегрузочной станции № 2 в сторону перегрузочной
станции № 1) 36+36 + 36 + 48 + 48 + 364-36, общей дли-
ной 276 м (рис. 74). Высота галереи от уровня отметки
головки железнодорожных путей до конька покрытия
составляет 18,6 м с отметкой пола галереи, равной
12,15 м. Высота пролетного строения галереи (от
верха опор до конька покрытия) составляет 8,6 м. Ши-
рина галереи в осях равна 11 м, а с учетом ограждаю-
щих конструкций — около 13 м (рис. 75).
Галерея предназначена для подачи агломерата из
аглофабрики на бункерные эстакады доменных печей
тремя конвейерными лентами шириной каждая 1000 мм.
Галерея выполнена в следующих конструкциях: фун-
даменты под колонны железобетонные монолитные; ко-
лонны '(опоры) металлические высотой от верха фунда-
— 230 —
74. План и боковой вид галереи
/ — перегрузочная станция № 1; 2 — то же, № 2; 3— главные фермы; 4—опо-
ры галереи; 5 — обрушившиеся фермы; 6 — ферма 1; 7 —ферма 2
75. Схема разрушения главных ферм в осях 28—29
/ — ферма /; 2 — ферма 2; 3 — нижний пояс фермы; 4— верхний пояс фер-
мы; 5 — опора галереи
мента до низа опор пролетных строений 10,6 м; колон-
ны двухветвевые — решетчатые, защемленные в фунда-
ментах в продольном направлении галереи; в попереч-
ном направлении (по ширине галереи)’ колонны соеди-
нены порталами, обеспечивающими устойчивость гале-
реи.
Пролетное строение состоит из двух главных несу-
щих металлических ферм, соединенных между собой
металлическими поперечными фермами, расположенны-
ми по нижнему и верхнему поясам, с шагом этих ферм,
равным 6 м. Поперечные фермы предназначены для вос-
приятия нагрузок: нижние — от конструкции пола гале-
— 231
реи и веса конвейеров, верхние — от веса покрытия.
Несущие конструкции пролетного строения имеют сис-
темы связей, обеспечивающие жесткость и устойчивость
всего пролетного строения.
Проектом предусмотрены ограждающие конструк-
ции стен галереи из двойных асбестоцементных волнис-
тых листов с утеплителем из шлаковаты, а кровля — из
водоизоляционного ковра по асфальтовой стяжке с
плитным утеплителем из пенобетона по сборным желе-
зобетонным плиткам, уложенным на стальные прогоны.
Пол галереи состоит из асфальта толщиной 25 мм по
бетонной подготовке, гидроизоляционного слоя и утеп-
лителя из пенобетона толщиной 120 мм, уложенного на
крупнопанельные железобетонные плиты, приваренные
к верхним поясам поперечных ферм.
Элементы главных ферм пролетного строения име-
ют коробчатые сечения; пояса ферм состоят: нижний —
из четырех уголков 200X200X16, усиленных с двух сто-
рон вертикальными листами, а верхний — из четырех
уголков 200x200x24, также с вертикальными листами.
Главные фермы пролетного строения имеют с одной
стороны неподвижные, а с другой подвижные опорные
части мостового типа.
Строительная часть проекта разработана проектным
институтом в 1958 г. (чертежи АР, КЖ и КМ)' по тех-
нологическому заданию и по генеральному плану, вы-
полненному специализированным проектным институтом.
При этом опоры под пролетные строения были приняты
круглые железобетонные. Позже, в 1959 г., были разра-
ботаны металлические колонны под пролетные строения,
которые осуществлены в натуре. Деталировочные чер-
тежи КМД металлических конструкций разработаны
заводом металлических конструкций.
Все стальные конструкции галереи изготовлены на
заводе металлоконструкций в 1959 г. Следует отметить,
что стальные конструкции галереи хранились на откры-
том складе металлоконструкций около трех лет.
В проекте КМ материал несущих конструкций при-
нят из стали мартеновской СтЗ по группе 1 с дополни-
тельными гарантиями предела текучести, предельного
содержания углерода, серы и фосфора. При этом пре-
дел текучести задан не менее 240 МПа, содержание уг-
лерода 0,14...0,22 %, серы — не более 0,055 % и фосфо-
ра — не более 0,05 %. В проекте также указывалось,
что все конструкции сварные. Сварку предусматрива-
— 232 —
лось производить электродами типа Э-60. При этом
указывалось, что расчетные сопротивления для сварных
швов приняты при повышенных способах контроля ка-
чества швов.
В 1960 г. действующий до этого ГОСТ 380—57 был
отменен и заменен ГОСТ 380—71, в котором устанавли-
вались дополнительные требования о необходимости
проведения испытаний стали металлических конструк-
ций на загиб в холодном состоянии.
Поэтому перед началом строительства конвейерной
галереи в марте 1962 г., учитывая, что конструкции ее
были изготовлены в 1959 г., возник вопрос о возможно-
сти применения этих конструкций для строительства
галереи. Проектная организация на этот вопрос ответи-
ла, что применение стальных конструкций галереи воз-
можно после получения удовлетворительных результа-
тов дополнительных испытаний стали конструкций на
загиб в холодном состоянии согласно требованию дей-
ствовавшего тогда ГОСТ 380—60.
Для решения вопроса пригодности конструкций
проектная организация рекомендовала (в связи с от-
сутствием предусмотренных проектом КМ необходимых
дополнительных гарантий в ряде ответственных эле-
ментов конструкций галерей) проводить механические
испытания и химический анализ металла до монтажа
конструкций и только после рассмотрения результатов
испытаний разрешать монтаж конструкций.
В мае 1962 г. Госстрой СССР указал, что в пред-
ставленной карте сертификатов отсутствует гарантия
качества стали для ряда ответственных элементов, в
связи с чем необходимо до монтажа конструкций про-
извести механические испытания и химические анали-
зы стали, уделив при этом особое внимание элементам
нижних поясов и растянутым раскосам ферм и узло-
вым фасонкам. При получении удовлетворительных ре-
зультатов механических испытаний и химических ана-
лизов монтаж стальных конструкций может быть допу-
щен при условии, что все конструкции перед монтажом
будут тщательно обследованы, а обнаруженные дефек-
ты будут устранены. Кроме того, при монтаже должны
быть приняты меры по предотвращению ударов и де-
формаций конструкций.
Однако, несмотря на всю указанную переписку и
запрещение производить монтаж конструкций без до-
полнительных испытаний и исследований металла,
— 233 —
234
76. Схема обрушившегося пролета галереи
а—-фасад фермы 5; б — фасад фермы А; 1 ось фермы А; 2 —• ось фермы 5;
3 — поперечная галерея; 4 — портальная рама; 5—места разрывов поясов ферм
трест, не сделав испытаний и анализов и не обследовав
конструкции, в марте 1962 г. приступил к укрупнитель-
ной сборке конструкций, а в мае 1962 г. — к монтажу
конструкций, который закончил в сентябре 1962 г.
Строительство конвейерной галереи склада агломера-
та началось в марте 1962 г. и закончено в сентябре
1962 г. Галерея в осях 25—32 в сентябре 1962 г. была
сдана в эксплуатацию с оценкой выполненных строи-
тельно-монтажных работ на «хорошо».
При выполнении строительно-монтажных работ по
возведению галереи технический надзор за строитель-
ством со стороны заказчика осуществлялся УКСом ме-
таллургического завода, однако журнал по техническо-
му надзору отсутствовал, никаких записей в адрес под-
рядчика и монтажного управления нет, а акты на
скрытые работы по возведению фундаментов оформле-
ны только в сентябре 1962 г., т. е. за пять дней до сдачи
галереи в эксплуатацию. Авторский надзор за строи-
тельством галереи не осуществлялся.
С июня 1963 г. по январь 1965 г. галерея эксплуати-
ровалась нормально.
Комиссия, рассмотрев характер и последствия раз-
рушения пролетного строения, считает, что обрушение
произошло вследствие разрыва нижнего пояса главной
фермы. Разрыв нижнего пояса произошел около сере-
дины пролета (рис. 76) .
По характеру обрушения и по деформациям колонн
и сохранившихся пролетных строений была установле-
на последовательность обрушения. При разрыве нижне-
го пояса ферма передала значительную часть дополни-
тельной нагрузки от веса пролетного строения на дру-
гую, противоположную главную ферму. Получив
дополнительную нагрузку значительно больше допус-
тимой, нижний пояс второй фермы также разорвался.
При разрыве нижних поясов ферм конструкции пролет-
77. Схема силовых воздействий в начальный момент обрушения при разрыве
нижнего пояса (а) и схема расположения конструкции галереи на втором
этапе разрушения — ферма сдвинула соседние пролеты галереи и просели (б)
— 235 —
кого строения превратились з трехшарнирную прост-
ранственную арку со стрелой подъема около 6 м, при
этом возникла на опорах горизонтальная сила (распор),
равна около 10 МН (рис. 77).
Имея возможность свободного перемещения на под-
вижных опорах в продольном направлении, ферма ста-
ла свободно перемещаться по опоре колонны, при этом
трехшарнирная арка стала уменьшать стрелу подъема
и соответственно увеличивать распор. Падающие фермы,
уперевшись в фермы смежных пролетов, сдвинули их.
Наибольший сдвиг произошел в пролетных строениях,
расположенных со стороны перегрузочной станции № 2
у оси 28,— около 750 мм. Одновременно с этим все вер-
хушки колонн галереи от оси 28 отклонились в сторону
перегрузочной станции № 2 на следующие величины:
опора по оси 28 — на 940 мм, опора по оси 27 — на
357 мм и опора по оси 26— на 242 мм. Разность сме-
щения опор объясняется сближением смежных пролет-
ных строений на опорах. Верхние пояса в месте услов-
ного шарнира при падении ферм работали на изгиб и
сломались, а пролетное строение обрушилось.
При обрушении пролетное строение галереи удари-
лось нижними поясами ферм о грунт, врезавшись в не-
го. В этот момент опорные части пролетного строения
сорвались с колонн фермы, ударились о порталы и по-
висли на них, развернув при этом колонны у оси 28 от-
носительно поперечной оси.
Одновременно с этим при падении и ударе частей га-
лерей о грунт все остальные конструкции пролетного
строения резко деформировались с многочисленными
разрывами элементов конструкций.
По галерее над кровлей были смонтированы две тру-
бы газопровода диаметром 1500 и 600 мм доменного и
коксового газа с опорами на галерею. При обрушении
пролетного строения в осях 28—29 газопровод диамет-
ром 600 мм лопнул и обрушился, а газопровод диа-
метром 1500 мм лишился двух опор и сильно про-
вис.
В момент обрушения в галерее работали два кон-
вейера, на территории аглофабрики и прилегающих
районах никаких взрывных работ не производилось.
Снеговой покров на галерее отсутствовал.
Температура наружного воздуха в момент обрушения
была около —36 °C и в течение суток колебалась от
—28,4 до —36,5 °C. В течение 1962 г. и до момента обру-
— 236 —
щения температура наружного воздуха не опускалась
ниже —31 °C.
При осмотре конструкций обрушившейся и сохранив-
шейся части галереи установлено:
все стальные конструкции пролетного строения в
осях 28—29 в связи с обрушением сильно деформирова-
лись, имеют многочисленные разрывы в элементах кон-
струкций и в соединительных косынках и не подлежат
восстановлению. Другие конструкции этого пролетного
строения (железобетонные, асбестоцементные, деревян-
ные и др.) полностью разрушены. Верхние пояса глав-
ных ферм разорваны у одной фермы в двух, а у другой
в трех местах; нижние пояса разорваны у одной фермы
в трех, а у другой в четырех местах. Эти разрывы имеют
структуру хрупкого разрушения. Разрывов монтажных
швов не обнаружено;
качество заводских швов в отдельных местах неудов-
летворительное, имеются непровары по сечению шва,
шлаковые включения, плохая проварка корня шва и
плохое формирование шва. Так, в нижнем поясе четверто-
го узла от опоры стык вертикального листа с фасонкой
имеет непровар 50...60 %; плохо также заварена вставка.
В другом узле этого пояса в месте соединения верти-
кального листа с косынкой имеется непровар почти по
всей длине шва и т. п.;
в сохранившейся части галереи в осях 29—32 види-
мых на глаз повреждений и деформаций не обнаружено;
для окончательного вывода требовалось более тщатель-
ное обследование;
в сохранившейся части галереи в осях 28—25 вся га-
лерея сдвинута в сторону перегрузочной станции № 2 на
величину у оси 28 около 900 мм и у оси 25 — около
200 мм, при этом колонны по осям 28—25 деформирова-
лись и наклонились в стороны перегрузочной станции
№ 2. Опоры главных ферм пролетного строения на всех
колоннах, а у оси 25 на балке нарушены. В главной фер-
ме пролетом 36 м в осях 27—28 в нижнем поясе порван
уголок, а примыкающие к галерее железобетонные кон-
струкции перегрузочной станции и кирпичные стены
были сильно деформированы и имели значительные тре-
щины, изломы и т. п.
Проверкой установлено, что при разработке детали-
ровочных чертежей КМД отступлений от проекта КМ,
влияющих на прочность конструкций, нет.
При производстве строительно-монтажных работ
237 —
ограждающие конструкции галереи и пол выполнены с
незначительными отступлениями от проекта, и перегру-
зок против проектных не допущено.
Проверочными расчетами установлено, что усилия в
элементах несущих конструкций пролетного строения
галереи и все сечения элементов конструкций соответст-
вуют расчетным нагрузкам. В момент аварии нагрузки
составляли около 75 % по отношению к расчетным, при-
нятым в проекте.
Для выяснения качества поставленного металла были
вырезаны образцы из узлов нижнего и верхнего поясов
главной фермы, расположенной со стороны примыкаю-
щей поперечной галереи обрушившегося пролетного
строения. Кроме того, были взяты пробы на химический
анализ из поясных уголков, аналогичных разрушившим-
ся, в трех уцелевших пролетных строениях этой эстака-
ды, а всего в 24 местах.
Результаты испытаний показали следующее: времен-
ное сопротивление (предел прочности) на растяжение
для всех восьми образцов, вырезанных из верхнего поя-
са, находятся в пределах 395...458 МПа, т. е. отвечает
требованиям ГОСТов на сталь марки СтЗ, согласно ко-
торым временное сопротивление должно быть не менее
380 МПа; относительное удлинение для двух образцов
составляет 18,3 и 19,6 %; временное сопротивление
(191...430 МПа)', предел текучести (239...260 МПа)' и от-
носительное удлинение (22...27 %) уголков нижнего
пояса отвечают требованиям ГОСТов на стали марки
СтЗ.
Результаты химического анализа показали:
сталь уголков верхнего пояса по содержанию угле-
рода, марганца, серы, фосфора и кремния соответствует
марки стали СтЗкп;
сталь уголков нижнего пояса по содержанию углерода
(0,23...0,25 %) и серы (0,06 %) отвечает требованиям
действовавшим в то время ГОСТ 380—50 и ГОСТ
380—57 для стали марки СтЗ кипящей, поставлявшейся
для несварных конструкций, и не отвечает требованиям,
предъявляемым к стали, поставляемой для сварных кон-
струкций, согласно которым содержание углерода не
должно превышать 0,22 % и содержание серы—0,055 %.
Контрольный химический анализ стали уголков
200X200X16, примененных в уцелевших фермах (таких
же, как в обрушившихся), показал, что содержание
углерода в восьми образцах из 13 превышает норму для
— 238 —
стали СтЗ и находится в пределах 0,25...0,35 % вместо
0,22 °/о, а серы — до 0,077 °/о вместо 0,055 %.
Распределение содержания сернистых включений в
поперечном сечении разрушившихся уголков верхнего
пояса главной фермы вблизи узла № 3 и нижнего пояса
вблизи узла № 4 было определено методом снятия отпе-
чатков по Бауману (рис. 78). Полученные отпечатки
свидетельствуют о весьма неравномерном распределении
сернистых включений по сечению профилей, характер-
ном для кипящей стали. Наблюдается существенное обо-
гащение серой центральных слоев проката, особенно у
обушков уголков. Местами наблюдаются скопления
грубых сернистых включений в виде строчек значитель-
ной протяженности. Следует отметить, что места ликва-
ционного обогащения серой совпадают с участками воз-
никновения хрупкого разрушения поясных уголков
(точка А на рис. 78).
Контрольные испытания показали, что поставленные
заводом «Азовсталь» уголки, примененные в пролетном
строении галереи, не удовлетворяют требованиям
ГОСТа по относительному удлинению и химическому
составу для стали, применяемой в сварных конструк-
циях.
По действовавшим в то время нормативным докумен-
там (глава СНиП П-В.3-62 «Стальные конструкции.
Нормы проектирования» и Указания Госстроя СССР от
28 июля 1961 г.) такого вида конструкции в целях пре-
дупреждения хрупкого разрушения должны изготавли-
ваться из стали повышенного качества (сталь марки СтЗ
полуспокойная при температуре эксплуатации —30 °C и
выше и сталь марки СтЗ спокойная при температуре
эксплуатации ниже —30°C). Однако во время проекти-
рования конструкций (1958 г.)’ эти требования не были
регламентированы.
Так как сталь СтЗ кипящая склонна к хрупкому раз-
рушению при низких температурах, для металлических
конструкций конвейерных галерей она не допуска-
ется.
Нижний пояс узла № 4 главной фермы, расположен-
ный со стороны примыкания поперечной галереи, разру-
шился по сварному шву, соединяющему вертикальный
лист 6=12 мм с узловой фасонкой со стороны узла Яг 5.
Со стороны внутренней ветви пояса обнаружен значи-
тельный непровар в месте стыка вертикали с косынкой
на всю длину шва. Глубина непровара колеблется от 5
— 239
78. Схема распространения трещин
в местах разрыва нижнего пояса
1 — наружная ветвь пояса; 2 —
внутренняя ветвь пояса; 3 — решет-
ка; 4—7 — щели соответственно 1,5;
1; 2 и 3 мм
80. Конструкция покрытия
/ — стальной прогон; 2— стальной
профилированный настил; 3 — паро-
изоляция; 4 — пенополистирол
50 мм: 5 — водоизоляционный ковер
79. Поперечный разрез части корпуса
/ — колонна; 2~- покрытие; 3 — подвесной потолок; 4 — стальная стропильная
ферма; 5 — подстропильные стальные балки; 6 — керамзитобетонные панели;
7 — стеклопрофилит
240
до И мм. В середине шва (по длине)' в зазор стыка вло-
жена прямоугольная металлическая вставка длиной
70 мм и толщиной около 10 мм. Стыковой сварной шов
наложен поверх вставки, при этом по боковым граням
вставки сплавление с металлом шва отсутствует. Шири-
на стыкового шва на участке вставки достигает 20...
...23 мм; формирование шва плохое. Подварочный шов
имеется, однако он не перекрывает зазора стыка.
Качество угловых швов, присоединяющих вертикаль-
ные листы к перьям уголков, низкое; имеются подрезы
до 3 мм и плохое формирование.
Разрушение уголков внутренней ветви пояса хрупкое,
внешней ветви — местами пластическое. Разрушение на-
чалось с внутренней ветви пояса. Образование трещин
началось около мест острой концентрации напряжений
в местах сопряжения стыкового шва с окончанием свя-
зующего шва, прикрепляющего вертикаль к уголку у
обушка (точка А на рис. 78), и в местах пересечения
угловых швов, наложенных по перьям уголков, со сты-
ковым швом (точка Б). Дальнейшее развитие трещин
протекало, как указано на рис. 78. Первые трещины
образовались в верхнем уголке около обушка. После
разрыва внутренней ветви внешняя ветвь должна была
воспринять удвоенное усилие с изгибом вследствие экс-
центричного его приложения. Разрыв этой ветви начал-
ся с пера верхнего уголка в месте концентрации напря-
жений (точка В на рис. 78). Последовательность трещин
показана стрелками на той же схеме.
При полном проваре стыка напряжение в поясе со-
ставляет 143 ЛАПа, а в месте концентрации напряжений
при минимальном значении коэффициента концентрации
для рассматриваемого случая, равного 4, напряжение в
точке А составляет 143-4 —572 МПа, т. е. больше вре-
менного сопротивления, установленного контрольным
испытанием, — 391...430 МПа.
При предположении, что вертикал полностью выклю-
чился из работы вследствие непровара стыка, номиналь-
ное напряжение в этом месте (точка Л) составит
214 МПа, т. е. находится на уровне допускаемых
210 МПа, но из-за наличия концентрации поднимается
до 856 МПа.
После разрыва внутренней ветви пояса условное
краевое напряжение без учета развития пластических
деформаций в наружной ветви и даже без учета кон-
центрации составляет 3710 МПа, что почти в 7 раз пре-
16—843
— 241 —
вышает установленное испытаниями временное сопро-
тивление.
Как видно, напряжение в точке А вследствие кон-
центрации дошло до значения, превышающего времен-
ное сопротивление. При пластичном материале это на-
пряжение не вызывает появления трещин, так как сталь
в местах высоких напряжений течет и вследствие этого
пиковые напряжения снижаются до величины предела
текучести. При металле, обладающем пониженными
пластическими свойствами или утратившем их, повышен-
ные напряжения в местах концентрации приводят к
хрупкому разрушению.
Кипящая сталь марки СтЗ имеет порог хладноломко-
сти при температуре 0...25 °C, поэтому в день аварии
(температура —36,5 °C) она пластические свойства
утратила.
Было установлено, что причиной обрушения конст-
рукций пролетного строения конвейерной галереи являет-
ся разрыв уголков 200X200X16 нижнего пояса главной
фермы из-за хрупкого разрушения стали, к тому же по-
ставленной заводом с отступлениями от требований
ГОСТов.
Этому разрыву также способствовало низкое качест-
во заводских сварных швов в месте разрыва и наличие
концентратов напряжений в стыках при принятом кон-
структивном решении узлов ферм сварной конструкции.
Учитывая, что конструкции галереи изготовлены из
стали со значительными отступлениями от требований
ГОСТа и действующего в настоящее время СНиП, воп-
рос о возможности использовать стальные конструкции
сохранившейся части галереи мог быть решен после
тщательного исследования качества стали в конструк-
циях и обследования состояния конструкций и их узлов.
В 1973 г. на строительстве прядильно-ткацкой фабри-
ки вследствие загорания покрытия произошло обруше-
ние несущих стальных конструкций части покрытия
фабрики на площади 44 тыс. м2. Обрушилось и деформи-
ровалось в общем объеме около 5 тыс. т металлических
конструкций. Строительство фабрики было начато в
1971 г. К моменту обрушения заканчивались строитель-
но-монтажные работы по первой очереди, было смонти-
ровано и находилось в наладке прядильно-ткацкое обо-
рудование.
Здание первой очереди фабрики состояло из сблоки-
рованных двух частей: двухэтажной и одноэтажной с
— 242 —
размерами в плане соответственно 216ХЮ8 и 216X96 м.
Каркас здания выполнен из металлических колонн с сет-
кой 12X18 м, подстропильных балок, стропильных ферм
и прогонов (рис. 79).
Кровля запроектирована плоской из рулонных мате-
риалов с утеплителем из пенополистирола толщиной
50 м, пароизоляцией и стального профилированого на-
стила (рис. 80).
По всей площади здания по нижним поясам ферм
имелся подвесной потолок, над которым в межфермен-
ном пространстве располагались коммуникации электро-
тепловоздухоснабжения.
Наружное стеновое ограждение выполнено из керам-
зитобетонных панелей и стекора. В здании не имелось
каких-либо противопожарных преград, разделяющих его
на части. Свободное пространство, образованное подвес-
ным потолком под всем кровельным покрытием, также
не было разделено противопожарными преградами.
Принятые в проекте конструктивные решения требо-
вали от исполнителей высокой культуры производства
строительно-монтажных „ работ, строгого выполнения
противопожарных мероприятий и усиленного пожарного
надзора на стройке.
Пожар возник в результате нарушения правил по-
жарной безопасности при выполнении электросварочных
работ. Строительные и монтажные организации, участ-
вовавшие в сооружении корпуса, не принимали мер по
тушению пожара своими силами. Подразделения город-
ской пожарной команды, прибывшие на стройку, имев-
шимися средствами потушить пожар не смогли.
Установлено, что при производстве строительно-мон-
тажных работ нарушались меры пожарной безопасности.
Временный внутренний пожарный водопровод на период
строительства отсутствовал, а постоянный не был задей-
ствован. Пожарная охрана и добровольные пожарные
дружины не были организованы. Отмечается, что неко-
торые электросварщики не имели удостоверений на пра-
во проведения сварочных работ.
Места, где велась сварка, не были обеспечены пер-
вичными средствами пожаротушения, не принимались
меры по очистке рабочих мест от сгораемых материалов
и защите сгораемых конструкций от попадания на них
искр.
Быстрое распространение пожара и обрушение кон-
струкций зданий обусловлено большим количеством сго-
16*	— 243 —
раемых кровельных материалов, уложенных по профили-
рованному стальному настилу, а также наличием в меж-
ферменном пространстве сгораемых изоляционных и
лакокрасочных покрытий.
При этом из-за некачественного выполнения работ в
ендовах кровли было уложено значительно больше би-
тумных материалов,чем требовалось.
По первоначальному проекту предусматривалась
укладка гравийного слоя по битумной мастике. Этот
слой укладывается в целях защиты водоизоляционного
ковра от возгорания и механических повреждений. По
измененному проекту в целях облегчения конструкций
для блочного монтажа, а также экспериментальной про-
верки в покрытии слой гравия был заменен фольгоизо-
лом, который по степени возгораемости и скорости рас-
пространения огня по поверхности кровли не является
равноценным защитному слою гравия.
Наличие образованного подвесным потолком свобод-
ного пространства, которое не было разделено противо-
пожарными преградами, создавало благоприятные усло-
вия для распространения огня в зоне несущих конструк-
ций (стальные колонны и фермы покрытия), которые
вследствие этого деформировались и обрушились.
В проекте восстановления несущих конструкций и по-
крытия фабрики было принято новое решение кровли.
При сохранении стального профилированного настила
в качестве утеплителя были применены жесткие стекло-
волокнистые плиты. На четырехслойный рубероидный
водоизоляционный ковер предусмотрена укладка слоя
гравия крупностью 5...10 мм, втопленного в битумную
мастику МБК-Г-65.
В последнее время произошли пожары находившихся
в процессе строительства зданий с покрытиями из сталь-
ного профилированного настила, с легким утеплителем из
пенополистирола (ПСБ и ПСБ-С) и рулонной кровлей
из рубероида на битумной мастике. Проверка строящих-
ся и эксплуатируемых зданий с такими конструкциями
покрытий показала, что, несмотря на их повышенную
опасность в пожарном отношении, при производстве
строительно-монтажных работ и при эксплуатации та-
ких кровель нарушаются элементарные правила пожар-
ной Дезопасности.
Строительно-монтажные организации, как правило,
не разрабатывают проект производства кровельных и
огнеопасных работ, не обеспечивают своевременно объ-
244 —
екты противопожарным водоснабжением, средствами
первичного пожаротушения, подъездами к зданиям, про-
тивопожарными лестницами, не создают своевременно
ведомственной пожарной охраны на местах и не обеспе-
чивают организацию достаточного числа добровольных
пожарных дружин, не проводят инструктаж и обучение
пожарно-техническому делу работающих, нарушают пра-
вила производства кровельных, сварочных работ, мон-
тажа электрооборудования и др.
При производстве кровельных работ не обеспечива-
ется своевременно укладка гравийного слоя по верху
рулонной кровли, а также допускается заливка ребер
стального профилированного настила битумной масти-
кой при устройстве пароизоляционного слоя. Многие
строительные организации при производстве кровельных
работ не предусматривают телефонной или другой свя-
зи для работающих на кровле.
Учитывая, что легкие конструкции покрытий из
стального профилированного настила с эффективным
утеплителем широко применяются в строительстве и
прежде всего при возведении производственных зданий
больших площадей, Госстрой СССР в 1973 г. выпустил
директивное письмо, в котором на основе анализа по-
жаров и результатов проверки строящихся и эксплуати-
руемых зданий с такими покрытиями установил требо-
вания, которые должны соблюдаться при проектирова-
нии и строительстве зданий.
Признано необходимым, чтобы министерства и ведом-
ства СССР — заказчики, строительные министерства и
ведомства СССР — подрядчики, советы министров союз-
ных республик при проектировании, строительстве и экс-
плуатации покрытий зданий, выполненных с применени-
ем указанных видов покрытия:
систематически проверяли покрытия, выполненные с
применением указанных легких конструкций и кровель,
эксплуатируемых зданий и приводили их в соответствие
с требованиями, обеспечивающими пожарную безопас-
ность;
проводили совместно с органами Государственного
пожарного надзора пожарно-технические обследования
производственных и складских зданий, выполненных с
применением указанных конструкций покрытий и кро-
вель и принимали меры по их пожарной безопасности;
обеспечили соблюдение требований по устройству за-
щитного слоя из гравия по кровле и заполнению ребер
— 245 —
стального профилированного настила у конька свеса
кровли, а также в местах примыкания настила к свето-
аэрационным фонарям;
своевременно организовали для проведения меро-
приятий по охране от пожаров строящихся и эксплуати-
руемых зданий и сооружений добровольные пожарные
дружины, систематически контролировали работу,
повысили требовательность к руководителям пред-
приятий и строек по соблюдению пожарной безопас-
ности;
обеспечили пожарную охрану строящихся зданий и
сооружений в соответствии с положением о взаимоотно-
шениях генеральных подрядчиков с субподрядными ор-
ганизациями и установили строгий контроль за выпол-
нением правил пожарной безопасности при производстве
строительно-монтажных работ на всех этапах строитель-
ства;
разрабатывали проекты производства кровельных и
огнеопасных работ, включающие правила пожарной без-
опасности, укладку гравийного защитного слоя непосред-
ственно после выполнения рулонного ковра, устройство
пожарных лестниц, телефонной связи и др., а также ме-
ры, не допускающие заливку ребер стального профили-
рованного настила битумной мастикой при наклейке
пароизоляционного слоя;
своевременно обеспечивали объекты строительства
противопожарным водоснабжением в соответствии с
правилами пожарной безопасности при производстве
строительно-монтажных работ.
В целях повышения пожарной безопасности зданий с
покрытиями и кровлями из указанных выше конст-
рукций признано необходимым обеспечивать выпол-
нение следующих дополнительных конструктивных
мер:
для проектируемых, строящихся, а также эксплуати-
руемых зданий предусматривать устройство слоя гравия
по всей площади кровли, учитывая при этом дополни-
тельную нагрузку на покрытия;
заполнение каркаса подвесного потолка, изоляцию
оборудования и трубопроводов, расположенных в меж-
ферменном пространстве, осуществлять из несгораемых
материалов;
при применении люминесцентных светильников пре-
дусматривать пускорегулирующие устройства по бес-
стартерной схеме.
г- 246 —
Анализируя обрушение металлических конструкций
прядильно-ткацкой фабрики, целесообразно остановить-
ся на отдельных принципиальных вопросах.
Главным направлением повышения технического и
экономического уровня строительства как на ближайшее
время, так и на перспективу является внедрение облег-
ченных конструкций и эффективных материалов в целях
обеспечения снижения веса зданий.
Одновременно с задачей внедрения легких кон-
струкций и эффективных материалов должна быть обес-
печена их долговечность и огнестойкость. Поэтому впол-
не закономерно, что перед широким внедрением тех иных
проектных решений легких конструкций необходимо про-
ведение огневых испытаний. Новые проектные решения
требуют высокой культуры со строгим соблюдением про-
тивопожарных мероприятий как в процессе производст-
ва строительно-монтажных работ, так и в процессе эк-
сплуатации.
В настоящее время в покрытиях в качестве теплоизо-
ляционного слоя применяются как трудносгораемые, так
и сгораемые материалы. Во всех случаях водоизоляци-
онным ковром служит четырехслойный рубероидный ко-
вер. Анализ показывает, что по горючести рубероидный
ковер составляет более 90 %, утеплитель же (пусть сго-
раемый)—5...10 %.
Проведенные в 1974 г. огневые испытания конструк-
ций покрытий из стального профилированного настила с
различными (сгораемыми и трудносгораемыми)’ утепли-
телями и рубероидным ковром показали, что эффектив-
ной защитой ковра от возгорания является гравийный
слой толщиной 20...25 мм.
Здесь, однако, надо иметь в виду, что масса гравий-
ного слоя примерно 30—35 кг/м2, т. е. примерно столько
же, сколько само покрытие. Поэтому такое решение
(гравийный слой) следует рассматривать, как времен-
ное. Более рациональное решение — поиски и внедрение
несгораемых кровельных материалов.
СТАЛЬНОЙ резервуар
В 1971 г. на строительстве котельной жилого района
произошло разрушение стального вертикального резер-
вуара для хранения мазута объемом 1000 м3.
Резервуар разрушился во время гидравлического ис-
пытания при заполнении водой ниже верхней кромки на
— 247 —
250 мм. Под нагрузкой резервуар простоял шесть дней.
При осмотре оказалось, что стенку резервуара на боль-
шей части окружности отрезало от днища и от верха
покрытия. Фермы покрытия обрушились, испытав боль-
шие деформации. Стенки резервуара развернулись и бы-
ли отброшены в обе стороны с углом раскрытия более
120°. Деформированные листы кровли сорвало с ферм, и
они упали на конструкции.
Отрыв днища от стенок произошел частично по гра-
нице (в плане) внутреннего сварного шва, а также по
металлу стенки в плоскости примыкания сварных швов.
В нижней обечайке стенки, откуда пошло разверты-
вание цилиндрической части, разрушен сварной завод-
ской шов по всей высоте нижней обечайки и далее с
продолжением разрыва по основному металлу второй и
последующих обечаек.
На расстоянии около 12 м от края резервуара был
выкопан котлован глубиной около 4 м под нулевую ем-
кость мазутного хозяйства.
Разрушение резервуара предположительно произош-
ло со стороны котлована под нулевую емкость. Края
основания под резервуаром и откосы котлована нулевой
емкости были размыты потоком воды.
Стальной резервуар объемом 1000 м3 был изготовлен
по типовому проекту, разработанному в 1961 г. (рис. 81)’
в заводских условиях. На площадку строительства его
поставляли в рулонных заготовках. Монтаж емкости вы-
полняла специализированная монтажная организация.
В результате проверки исполнительных чертежей,
технической документации завода-изготовителя и осмот-
ра аварии установлены следующие отклонения от про-
екта:
произведена допустимая с технической точки зрения
замена стали спокойной МСтЗсп по ЧМТУ 5233—55
улучшенного раскисления на сталь марки ВМСтЗса для
сварных конструкций с дополнительными гарантиями по
действовавшему в то время ГОСТу для конструкций
днища, корпуса, люка и покрытия;
не проводились испытания сварных швов на плот-
ность, предусмотренные действовавшей в то время гла-
вой СНиП III-B.5-62 «Металлические конструкции. Пра-
вила изготовления, монтажа и приемки работ»;
в некоторых местах листы днища со сваркой вна-
хлест доходили до самого конца зоны сварки со стен-
кой вместо сварки листов встык на последних 150 мм;
248 —
81. Резервуары
1 — стенка резервуа-
ра: 2 — камера управ-
ления; 3 — сборные
железобетонные бло-
ки
стальная кровля бака не была приварена к балкам и
фермам проплавным швом с шагом 500 мм;
по нижней обечайке стенки резервуара не были уста-
новлены противовесы.
Для проверки качества металла резервуара и свар-
ных конструкций были отобраны образцы из нижнего
пояса стенки в зоне разрушившегося шва, а также с про-
тивоположной стороны.
Проверялись механические свойства основного ме-
талла и сварных соединений, химический состав метал-
ла и шва. Перед вырезкой образцов для механических
испытаний было произведено гамма-рентгенопросвечива-
249 —
ние испытываемых швов. Места разрушения исследова-
лись металлографическим анализом.
Исследования показали, что по химическому составу
основной металл соответствует спокойной стали марки
СтЗ, а металл шва — электродам типа Э-46, которыми
выполнена сварка резервуара. Предел прочности основ-
ного металла составил 404...437 МПа,- угол загиба —.
140...180°. Предел прочности сварных соединений — без
снятого усиления. Образцы разрушились по основному
металлу. Предел прочности сварных образцов — со сня-
тым усилием 3...4 МПа, угол загиба 40...110°. Структура
металла шва мелкозернистая ферритно-перлитная. Зер-
но околошовной зоны — не менее 4 баллов. Это подт-
верждает отсутствие перегрева и, следовательно, отсут-
ствие отрицательного влияния на свойства сварных сое-
динений.
Металлографическими исследованиями установлено,
что стыковые швы, выполненные на заводе, имеют от-
дельные участки с подрезами, превышающими требова-
ния действовавшей в то время СНиП Ш-В.5-62*.
Проведенный контроль сварных швов рентгено-гам-
маграфированием показал наличие в швах дефектов
типа пор, местных непроваров и шлаковых включений.
Однако в связи с тем, что такие виды контроля в типо-
вом проекте не предусмотрены, оценить качество свар-
ных швов по этому виду контроля не представлялось
возможным.
При визуальном осмотре сварных швов разрушенно-
го резервуара установлено, что основная масса швов вы-
полнена в соответствии с требованиями СНиП Ш-В.5-62
и проекта. Наряду с этим на отдельных участках швов
имелись недопустимые подрезы и отсутствовал плавный
переход металла шва к основному металлу.
Из приведенных исследований и анализа характера
разрушения следует, что основной металл соответство-
вал требованиям проекта и обладал высокими механи-
ческими свойствами. Сварные соединения под нагрузкой
имели прочность не ниже основного металла. Об этом
говорит также характер разрушения. В большей части
разрыв проходит по основному металлу, близ швов, и
лишь в нижнем поясе — по стыковому шву.
Основание под резервуар было принято и оформлено
общим актом. Промежуточные акты скрытых работ с
послойной укладкой грунта и трамбованиями не были
оформлены. Трамбования производились ручными трам-
— 250 —
бовками. Отсутствовала документация о гранулометри-
ческом составе песчаной подушки и изолирующего слоя,
так как во время гидравлического испытания была об-
наружена капельная течь из зоны стыка днища, выпол-
ненного внахлест. Для осмотра стыка был произведен
подкоп под упором резервуара на расстоянии 12 м по
окружности от места предполагаемого разрушения. Диа-
метр подкопа около 1 м, глубина 0,5 м. Время окончания
подкопа приблизительно совпало со временем начала
разрушения. Размеры основания под резервуар были
приняты произвольно.
По копии, которая была восстановлена из журнала
работ, диаметр горизонтальной части основания превы-
шал диаметр днища на сторону 390...660 мм. Замеры
производились в 4 точках вместо 8 по СНиП Ш-В.5-62*.
Отсутствовал журнал по проведению гидравлического
испытания резервуара.
Работы по устройству основания под резервуар были
закончены в ноябре 1970 г. Монтаж резервуара был на-
чат в декабре 1970 г., окончен в марте 1971 г. Осмотр
основания перед испытанием не проводился. Площадка,
где стоят резервуары, имеет явно выраженный уклон в
сторону котлована нулевой мазутной емкости. В период
монтажа и испытания резервуара выпало значительное
количество осадков. В частности, только за один день
июня, согласно справке метеостанции, выпало осадков
47,5 мм при месячной норме 62 мм, а за период с 10 по
25 июня количество выпавших осадков превышало пол-
торы месячные нормы.
В результате тщательного исследования всех обстоя-
тельств аварии было установлено, что причинами разру-
шения резервуара могло быть следующее:
устройство искусственного основания проводилось
без необходимой планировки и организации рельефа для
сброса поверхностных вод на площадке в районе строи-
тельства резервуаров;
искусственное основание под резервуар было выпол-
нено в ноябре 1970 г. с целым рядом нарушений и под-
вергалось в течение строительного периода воздействию
неорганизованной верховодки и атмосферных осадков.
После окончания монтажа покрытия резервуара на ос-
нование, не защищенное отмосткой, воздействовала па-
дающая с кровли вода. Это послужило причиной интен-
сивного разрушения края искусственного основания и
свободного зависания утора над краем основания, выЗ'
— 251 —
вавшего дополнительные недопустимые воздействия на
конструкции резервуара. Неравномерные осадки днища
под нагрузкой, частичное выдавливание изолирующего
слоя из-под утора стенки и привели к дополнительным
напряжениям в днище и в окрайках резервуара;
изолирующий слой выполнен в натуре с отклонения-
ми от проекта; согласно справке лаборатории, содержа-
ние мазута в изолирующем слое составляет 13 % по
массе, или 26 % по объему (вместо 8... 10 % по проекту),
что уменьшило прочность этого слоя; вместо супесчаного
грунта применен мелкозернистый и среднезернистый пе-
сок. Толщина изолирующего слоя колебалась от 40 до
120 мм. Отмечается также, что несущая способность та-
кого слоя еще больше уменьшилась бы при заполнении
емкостей нагретым мазутом;
перед заполнением резервуара не была произведена
нивелировка днища согласно СНиП Ш-В.5-62. Возмож-
ные отклонения от нормы отметок у днища в районе
утук и основания могли также отразиться на напряжен-
ном состоянии резервуара.
Замена марки стали, небольшие дефекты сварных
швов, отсутствие проплавных швов для крепления сталь-
ных листов кровли резервуара с фермами и балками,
отсутствие противовесов не могли быть причинами раз-
рушения.
Отмечается, что при проведении всех строительных и
монтажных работ не производился должный контроль за
основанием резервуара; имели место нарушения ведения
технологической документации, отсутствовали акты на
скрытые работы по послойному трамбованию, сертифи-
каты на изолирующий слой с процентом содержания вя-
жущих веществ; не проверялась плотность швов как па
заводе-изготовителе, так и при монтаже; отсутствовал
журнал испытания резервуара. Недопустимы любые
строительные работы при заполненном резервуаре, влия-
ющие на напряженное состояние металла.
На перенапряженном состоянии резервуара могли от-
разиться и вызвать разрыв стенки по вертикали случай-
ные удары по металлу во время подкопа под резервуар.
В целях предотвращения подобного рода разрушений
стальных емкостей рекомендуется в проектах привязок
обращать внимание на следующие положения:, '
проектирование основания под резервуары и изоли-
рующего слоя под днищем должно выполняться в соот-
ветствии с типовым проектом, разработанным
— 252 —
82. Бункер—накопитель до обрушения (а) и после обрушения (б)
ЦНИИПроектстальконструкцией Госстроя СССР в
1969 г.;
приемку основания под монтаж следует производить
в соответствии с требованиями СНиП;
бермы и отмостки вокруг резервуара должны быть
выполнены полностью и защищены во время монтажа
временными устройствами от разрушения;
необходимо до начала работ по устройству основа-
ния выполнить проект благоустройства площадки, обес-
печив эффективный отвод поверхностных вод.
В октябре 1973 г. в одном из совхозов произошло об-
рушение стального бункера-накопителя, входящего в сос-
тав зерноочистительного комбината (рис. 82).
Размер бункера 8x12x7 м-, масса 33 т. Он рассчи-
тан на вместимость 600 т зерна. Опорами бункера явля-
— 253 —
лись 15 металлических стоек высотой 5,3 м, выполненных
из прокатного двутавра № 22. Обшивка бункера выпол-
нена из стального листа толщиной 4 мм. В плоскости
стен бункера были установлены крестовые связи. Таким
образом, бункер представлял собой довольно жесткую
пространственную систему.
Обрушение бункера произошло внезапно в безветрен-
ную погоду при наличии в нем 430 т зерна. Он обрушил-
ся с наклоном в сторону машинного зала зерноочисти-
тельного комплекса. Стойки получили значительные ис-
кривления с изгибом на 180°, но без разрыва стали.
В соответствии с анализом химических и механических
свойств образцов металла, взятых на месте аварии, сталь
конструкции бункера и стоек относится к марке СтЗ.
Поверочные расчеты конструкций самого бункера, про-
изведенные по нормам проектирования стальных конст-
рукций, показали, что они обладают достаточной проч-
ностью. Что касается стоек бункера, то гибкость их
намного превышала требуемую по нормам проектирова-
ния стальных конструкций.
Несущая способность стоек, рассчитанных как цен-
трально-сжатые элементы, составляет 122 кН. Фактиче-
ская нагрузка в момент обрушения составляла на сред-
ние стойки 745, на крайние—373, а на угловые—186 кН.
Таким образом, фактические нагрузки соответственно в
6,1; 3,05 и 1,5 раза были больше несущей способности
стоек по расчету.
Характер деформаций стоек обрушившегося бункера
свидетельствует о том, что они потеряли устойчивость в
плоскости большей гибкости. Авария произошла при
шестикратной перегрузке средних стоек.
При недостаточной несущей способности средних
стоек вследствие, как отмечалось выше, пространствен-
ной жесткости бункера нагрузка могла перераспреде-
ляться на крайние стойки. Фактический предел текучести
стали в стойках, согласно механическим испытаниям, со-
ставил 252...311 МПа, что превышает расчетное сопро-
тивление стали СтЗ, равное 210 МПа. Некоторые стойки
были частично защемлены в фундаментах и в местах
крепления связей, о чем свидетельствует характер де-
формаций стоек при потере устойчивости.
Описываемая авария является, пожалуй, одной из
немногих, когда обрушение произошло по единственной
причине. В данном случае единственной причиной обру-
— 254 —
тения бункера-накопителя явилась недостаточная несу-
щая способность его опорных стоек.
Бункер-накопитель в составе зерноочистительного
комплекса был построен без проекта по эскизам, снятым
с такого же бункера, построенного ранее в другом сов-
хозе. При этом высота стоек была увеличена с 4 до
5,3 м. Отмечается также, что проверки конструкций бун-
кера в связи с увеличением высот стоек расчетом не
производились.
Стальные конструкции бункера, изготовленные по эс-
кизам специализированным трестом, монтировались на
месте при отсутствии надлежащего технического контро-
ля. Изготовлением и монтажом конструкций руководи-
ли лица, не имеющие технического образования. Бункер
впервые начали заполнять зерном за 12 дн. до обруше-
ния.
Рассмотренный случай обрушения стального бунке-
ра достаточно убедительно показывает, к чему приводит
безответственное отношение к проектированию и возве-
дению сооружений. Случаи строительства объектов без
проекта и квалифицированного контроля в процессе воз-
ведения, разумеется, единичны. Но и из этого примера
строителям необходимо сделать соответствующие вы-
воды.
КОНСТРУКЦИИ гостиницы
В 1981 г. во время конкурса танцев произошло обру-
шение двух подвесных переходных мостиков в помеще-
нии гостиницы «Хоятт-Редженси» в Канзас-Сити1. К мо-
менту аварии мостиков гостиница находилась в эксплуа-
тации в течение года. Гостиница состоит из трех основ-
ных частей: 40-этажного здания, блока, где размещают-
ся ресторан и зрительный зал, а также зала, представ-
ляющего собой помещение без колонн размером в плане
36X44 м и высотой 15 м. .Три подвесных переходных
мостика пересекали это помещение на высоте 2-го, 3-го
и 4-го этажей и связывали здание башенного типа с
рестораном и зрительным залом (рис. 83).
Переходной мостик на уровне 3-го этажа расположен
отдельно и подвешен непосредственно к фермам покры-
тия. Переходной мостик 2-го этажа подвешен к мостику
1 Гражданское строительство (пер. с англ.), 1982, № 6. /Курнид
Американского общества гражданских инженеров.
— 255 —
83.	Подвесные мостики
1 — 2-го этажа; 2 — 3-го этажа; 3—
4-го этажа; 4— стержень и 32 мм;
5 — коробчатая балка из двух швел-
леров; б — листовая сталь; 7 — пли-
та из легкого бетона толщиной 8 см
4-го этажа, а последний — к фермам покрытия. Каждый
пешеходный мостик состоял из четырех пролетов длиной
по 9,1 м. Один конец мостиков приварен к металлическим
пластинкам, заделанным в стене, а другой опирался на
подвижной башмак.
Три промежуточных опоры выполнены из стальных
стержней 0 32 мм. Каждые два стержня поддерживали
поперечную балку коробчатого сечения, состоящую из
спаренных швеллеров МС 8x8,5 (по сортаменту США),
сваренных между собой. Продольные балки состояли из
двутавров 16x26 и соединены с поперечными балками
с помощью уголков и болтов. Покрытие мостиков выпол-
нено из листовой стали и слоя легкого бетона толщиной
8 см.
Конструкция покрытия мостиков работала под на-
грузкой совместно с продольными балками. На каждом
конце коробчатых балок мостика 4-го этажа просверлено
по два отверстия для крепления подвесок. Одно отвер-
стие находилось на расстояний 51 мм, а другое — на
152 мм от конца коробчатой балки. Стержни верхних
подвесок крепились в крайних от конца отверстиях, а
— 256 —
подвески, поддерживающие мостик 2-го этажа,— в от-
верстиях, расположенных ближе к центру балки. Креп-
ление стержней подвесок осуществлено при помощи шайб
и гаек. Эти узлы не были дополнительно усилены пла-
стинками или ребрами жесткости. Стальные конструкции
мостиков были облицованы гипсовой штукатуркой в со-
ответствии с требованиями противоположных норм. Ог-
раждение мостиков выполнено из стекла и дерева.
В момент катастрофы оба мостика обрушились на
1-й этаж атриума, причем мостик 4-го этажа накрыл со-
бой мостик 2-го этажа. Переходной мостик, расположен-
ный на уровне 3-го этажа, остался неповрежденным.
Разрушение конструкции мостика на 4-м этаже на-
чалось с одного из узлов крепления подвесок к коробча-
той балке. Продольный сварной шов, соединяющий
швеллеры балки, разрушился, и нижние полки швелле-
ров деформировались. В результате этого гайка с шай-
бой, закрепляющая верхнюю подвеску, проскочила через
образовавшееся отверстие. То же самое произошло и в
других узлах крепления. Так как мостик 2-го этажа был
подвешен к мостику 4-го этажа, то он обрушился одно-
временно с верхним мостиком. После исследования от-
печатков от удара мостиков о пол, а также обломков
конструкций сделан вывод, что первым разрушился узел
9УЕ крепления подвески к средней коробчатой балке
мостика 4-го этажа. На рис. 84 показан этот узел в раз-
рушенном состоянии.
Для выяснения причин аварии мостиков и их состоя-
ния в момент обрушения группа специалистов Нацио-
нального бюро стандартов (НБС) США провела рассле-
дование с использованием обломков мостиков. Были
рассмотрены также рабочие чертежи конструкций, тех-
нические условия и другие документы, а также показа-
ния свидетелей обрушения и приведены детальные лабо-
раторные исследования материалов, образцов конструк-
ций и отдельных узлов мостиков из этих материалов.
Эти исследования в свою очередь дополнялись расче-
тами напряженно-деформированного состояния, целью
которых являлось определение характера работы пеше-
ходных мостиков под нагрузкой. Установлено, что уси-
лие от постоянной нагрузки, передающееся на узел креп-
ления подвески для мостика 4-го этажа, составляет
73 кН. Для более точного вычисления усилия от посто-
янной нагрузки, действующего в момент разрушения кон-
струкции, специалисты НБС отобрали среди обломков
17—843
— 257 —
84.	Узел соединения коробчатой
балки с подвеской после обрушения
/ — стержень; 2— коробчатая бал-
ка
85.	Несущая способность узлов со-
единения в зависимости от площа-
ди сварных швов
/ — образцы, изготовленные НБС;
2 — образцы, отобранные из конст-
рукций мостиков
□аг
1096
94,0
05,0
95,3
86,0
77,0
89,0
84,5
90
81
90
St
.90,4
81,5
72,5
84,6
82,7
□ S’
□ 5
84,6
81
95,3 Ж
SOA
81,5
12,5
sye
несущей способ-
8У8
88,0
82,7
о
mt.
86.	Сопоставление . .
пости (предела прочности) узлов
соединений коробчатых балок и
стержней подвесок мостика 4-го
этажа с нагрузками, действующими
на узлы в момент разрушения кон-
струкции. Нагрузки и несущая спо-
собность (предел прочности) узлов
соединений даны в кипах (1 кип =
=4,5 кН)
1 — расчетная нагрузка 40,7 кН; 2 — предельная нагрузка 68 кН; 3 — несущая
способность узла соединения; 4 •—постоянная нагрузка; 5 —временная нагруз-
ка; 6 — расчетные нагрузки в соответствии со строительными нормами Кан-
зас-Сити
258 —
элементы этой конструкции и взвесили их. Фактические
постоянные нагрузки оказались на 8 % выше, чем в рас-
четах. В основном эта разница получилась за счет мас-
сы бетонного покрытия мостика, устройство которого до-
пускалось техническими условиями, но не предусматри-
валось в проекте. Таким образом, в действительности
величина усилия, передающегося на узел 9УЕ от посто-
янной нагрузки, составила 81 кН.
В соответствии с действующими в Канзас-Сити стро-
ительными нормами пешеходные мостики должны рас-
считываться на временную нагрузку 4,79 кПа. Таким
образом, расчетное усилие от временной нагрузки в ти-
повом узле 9УЕ мостика 4-го этажа должно было сос-
тавить 108 кН.
Конкурс танцев снимался телевизионной камерой и
сохранилась видеозапись, воспроизводящая мостик 2-го
этажа за 10...15 мин до обрушения. В момент обруше-
ния на мостиках находилось 63 чел. В основном люди
сконцентрировались на южной половине и восточной сто-
роне нижнего мостика (на уровне 2-го этажа). Усилие
в узле 9УЕ в конструкции верхнего мостика от воздейст-
вия временной нагрузки составило всего 9,3 кН (расчет-
ная нагрузка 108 кН). Узел 9УЕ должен был рассчиты-
ваться на сумму постоянных и временных нагрузок 181
кН, а с учетом коэффициента запаса 1,67 он должен был
выдержать усилие 302 кН.
Действительное усилие, действующее на узел 9УЕ,
составило, по оценке экспертов, с учетом фактической
массы конструкции 90 кН. Таким образом, выяснилось,
что в момент обрушения этот узел и все остальные узлы
на переходном мостике 4-го этажа выдерживали менее
половины той нагрузки, на которую они должны быть
рассчитаны в соответствии с действующими нормами.
Например, на узел 8УЕ передавалось, ио оценке экспер-
тов, усилие 95 кН.
При отсутствии обоснованной аналитической модели,
с помощью которой можно было бы определить несущую
способность элементов соединений, было решено прове-
сти детальные лабораторные исследования. Программа
исследований предусматривала испытания двух элемен-
тов: балки коробчатого сечения с нагрузкой, идентичной
аналогичным балкам в конструкции мостика, а также
узла соединения подвески с коробчатой балкой. Резуль-
таты испытаний приведены на рис. 85. Здесь в графиче-
ской форме показаны зависимость между несущей спо-
17*
— 259 —
5. Несущая способность узлов соединений подвесок мостиков
4-го этажа
Узел	Площадь свар- ного шва, мм2	Средняя несу- щая способ- ность узла, кН	Диапазон величин несущей способности для 95 % проверенных образцов, кН	
8УЕ	129,6	81	75..	93
8УВ	157,5	86	77..	95
9УЕ	128,4	81	72..	90
9УЕ	130,2	81	73. .	90
10УЕ	150,5	85	76..	94
юув	132	81	73..	90
собностью (пределом прочности)' конструкции узла сое-
динения и площадью сварного шва. На рисунке
показаны два вида результатов проведенных испытаний.
Первые относятся к образцам, изготовленным НБС, вто-
рые — к образцам, взятым из конструкции неразрушен-
ного мостика. Средняя линия, проведенная по центру
точек отдельных экспериментов, а также полоса, вклю-
чающая 95 % этих точек, показаны на рисунке по дан-
ным испытаний НБС. Точки результатов испытания об-
разцов, взятых из конструкции неразрушенного мостика,
падают более круто в пределах расчетной полосы.
С площадью сварных швов связана несущая способ-
ность узла соединения для шести узлов верхнего мости-
ка (табл. 5) .
Схема шести узлов соединения подвески с балкой ко-
робчатого сечения показана на рис. 86. На примере узла
9УЕ приведено более подробное описание этих диаг-
рамм. По диаграмме, изображенной слева от подвески,
можно определить несущую способность узла соедине-
ния. В 95 % случаев при испытании образцов НБС несу-
щая способность узла соединения подвески с коробчатой
балкой составляет 72...90 кН. Средняя несущая способ-
ность (предел прочности) этого узла 81 кН. Усилия от
этих постоянных и временных нагрузок показаны на ди-
аграмме справа от подвески.
Подсчитанная для узла 9УЕ постоянная нагрузка
81 кН, а временная нагрузка в момент обрушения 93 кН.
Таким образом, суммарное усилие составило 90 кН.
На рис. 86 показаны аналогичные данные для всех
других узлов соединения подвесок с балкой в конструк-
ции верхнего мостика. Эти данные подтверждают, что,
за исключением узлов 8УЕ и 10УВ, несущая способность
— 260 —
соединений подвесок с балками равна или лишь немно-
го превосходит величину постоянной нагрузки, передаю-
щейся на узел. В то же время во всех случаях сумма по-
стоянных и временных нагрузок превосходит несущую
способность (предел прочности) узлов соединений. Та-
ким образом, любой из этих узлов мог не выдержать
возможных нагрузок и явиться причиной обрушения пе-
реходного мостика.
Разрушение любого соединения мгновенно вызвало
бы перераспределение и передачу дополнительных на-
грузок на другие узлы. При отсутствии запаса прочности
это должно вызвать последовательное разрушение всех
остальных узлов соединений, что и произошло на самом
деле, когда в результате выхода из строя одного соеди-
нения обрушилась вся система переходного мостика.
Фактическое выполнение узла соединения подвесок
мостиков 2-го и 4-го этажей отличается от проектного.
В проектном решении стержень каждой подвески нераз-
резной, начиная от нижнего мостика до места крепления
его к ферме покрытия. Расчетная нагрузка на стержень
подвески на уровне нижнего мостика составляла 90 кН.
Такая же нагрузка добавлялась от верхнего мостика.
Поэтому суммарная нагрузка, воспринимаемая стерж-
нем подвески в его верхней части, вдвое превосходила
усилие, действующее в нижней части стержня. В то же
время расчетная нагрузка в узлах соединения подвески
с коробчатой балкой была одинакова для обоих мости-
ков и составляла 90 кН.
Фактически каждая подвеска состояла из двух
независимых стержней. Верхняя часть подвески от верх-
него мостика до потолка выполнена в соответствии с
проектом, нижняя часть от верхнего до нижнего мости-
ка оформлена в виде стержня, который смещен на
102 мм внутрь коробчатой балки. При таком решении
расчетная нагрузка, переходящая через узлы соедине-
ния подвески с коробчатой балкой нижнего мостика, не
изменилась, но нагрузка в узлах верхнего мостика удвои-
лась. Поэтому расчетная нагрузка в узле соединения под-
весок с коробчатой балкой верхнего мостика (рис. 87)'
должна была составить 181 кН.
Следует отметить, что даже без изменения проект-
ного решения несущая способность узла соединения
подвески с коробчатой балкой являлась совершенно не-
достаточной по сравнению с требуемой строительными
нормами.
— 261 —
!
87.	Конструкция соединения коробчатой балки со стержнями подвески для
мостика 4-го этажа
а—узел, выполненный в натуре; б — конструкция узла, предусмотренная про-
ектом; /—стержень подвески; 2 — коробчатая балка
I
5
88.	Разрушение водовода (воды
под напором размыли грунт в ос-
новании водовода, в результате че-
го разрушилась кольцевая опора)
89.	Распределение напряжений в
конструкции типового раструбного
стыка
/ — эпюра напряжений от прогиба
трубопровода; 2 — продольные со-
ставляющие эпюры напряжений от
давления жидкости внутри трубы;
3— эпюры температурных напряже-
ний; 4— эпюры дополнительных
напряжений вследствие увеличения
сечения в стыке и в результате
эксцентриситета раструба по отно-
шению к основной трубе; 5 —эпю-
ры внутреннего давления в трубе
(давление действует нормально по
отношению к данному сечению)
- 262 —
Согласно требованиям американских строительных
норм, этот узел должен выдерживать нагрузку 91 кН,
умноженную на коэффициент запаса 1,67, т. е. 151 кН.
Испытания узла соединения неразрезного стержня под-
вески с коробчатой балкой верхнего мостика показали,
что его средняя несущая способность в зависимости от
площади сварного шва составляет 91 кН. Таким обра-
зом, и при проектном выполнении этого узла его несу-
щая способность составляла бы всего 60 % требуемой.
В результате расследования причин обрушения ус-
тановлено, что переходные мостики разрушились под
действием нагрузок, которые были значительно меньше,
чем расчетные нагрузки, требуемые строительными нор-
мами. Под воздействием нагрузок, действующих по
оценке экспертов в момент обрушения, мог разрушиться
любой из узлов соединения подвесок с коробчатыми
балками мостиков. Узлы соединений коробчатых балок
со стержнями подвесок мостиков на уровне 3-го и 4-го
этажей не отвечали требованиям строительных норм.
Таким образом, неудовлетворительное проектное ре-
шение узла соединения коробчатой балки с подвеской
и изменение этого решения в натуре, что вдвое увели-
чило нагрузку на узлы соединения балок с подвесками
для мостика 4-го этажа, способствовали разрушению
конструкции.
Глава IV. ОБРУШЕНИЕ
СТАЛЬНОГО ТРУБОПРОВОДА
В 1970 и 1971 гг. трижды произошло разрушение
главного водопровода системы водоснабжения Лос-Ан-
джелеса (США). Две аварии произошли в результате
полного разрушения материала трубы по всему пери-
метру в двух сечениях на расстоянии 150 м друг от дру-
га, а третья — в результате разрушения трубопровода
в 6,5 км южнее места первой аварии. В первом случае
разрушение материала в обоих сечениях произошло на
участке трубопровода, расположенного над землей
(рис. 88)', в последнем случае аварийный участок тру-
бопровода находился под землей.
Внутренний диаметр трубы равнялся 2080 мм при
толщине стенки 24 мм. Трубопровод работал под гидро-
статическим напором 330 м и при температуре наружно-
— 263 —
го воздуха —13 °C. Разрушение материала трубы про-
изошло на участках раструбных стыков, заваренных уз-
ловыми швами изнутри и снаружи.
Трубы длиной 12 м были изготовлены из стали
А-572 класса II по стандарту Американского общества
по испытанию материалов. На заводе они сваривались
попарно, составляя секции длиной 24 м. Затем эти сек-
ции соединяли при помощи сврки в полевых условиях.
Стыки их оформлены в виде раструба на одном конце
трубы и накладки толщиной 28 мм на другом. Разру-
шение материала в обоих случаях произошло на участ-
ке раструба у границы внутреннего сварного шва.
В двух случаях внутренние швы в этих местах выполня-
лись повторно после удаления сварки из-за плохого ка-
чества шва. Металл выжигали, затем очищали поверх-
ность трубы для наплавки повторного шва. В третьем
случае авария произошла в трубопроводе таких же
размеров, однако материал трубы был разрушен на
участке заводского сварного шва.
В двух случаях причиной разрушения фактически
оказалась чрезмерная хрупкость материала трубы.
Зернистая поверхность места излома характеризует
хрупкий излом. Поэтому маловероятно, чтобы разру-
шение здесь произошло в результате превышения пре-
дела текучести материала или его среза. Однако харак-
тер разрушения материала трубы во втором случае по-
казывает, что верхний слой материала обладал
значительной вязкостью и имел пластическую дефор-
мацию при его разрушении.
После аварии трубопровода на двух участках были
повторно рассчитаны напряжения в материалах трубы.
Температура воды составляла около 0,6 °C, а средняя
температура материала трубы достигала в момент ава-
рии — 4 °C. В процессе строительства трубопровода
последний шов был заварен, когда материал трубы
имел температуру 24 °C.
Таким образом, в момент разрушения здесь был пе-
репад температур 28 °C, который и вызвал продольное
растягивающее напряжение в металле около 67 МПа.
Расчетные напряжения, заложенные в проекте, вклю-
чают растягивающие напряжения по периметру трубы
от давления воды 141 МПа. Продольная составляющая
этих напряжений вдоль оси трубы определена из соот-
ношения Пуассона и равна 42 МПа. Растягивающие
напряжения при изгибе трубопровода, как и балки на
— 264 —
опорах, составляли 19 МПа. Таким образом, ожидаемое
значение растягивающих напряжений, действующих в
материалах вдоль оси трубы, достигало 128 МПа.
Однако два фактора, вызывающих дополнительные
напряжения в трубе, не были учтены при ее расчете:
изгиб стенки трубопровода в стыках, который вызыва-
ется взаимодействием внутреннего давления в трубе
вследствие утолщения стенки трубы на участках свар-
ных стыков, и эксцентриситет стенки трубы в стыке с
учетом воздействия продольных растягивающих усилий.
В обоих случаях разрушение материала трубы про-
изошло у края внутреннего сварного шва в раструбной
секции стыка. Это было выявлено в результате исследо-
ваний, проведенных после аварии (рис. 89).
Установлено, что при проектировании стыков трубо-
проводов такой конструкции не учитывались дополни-
тельные напряжения вследствие изгиба при утолщении
стенки и эксцентриситета на участке стыка. Между тем
дополнительные напряжения при изгибе стенки трубы
на участке стыка в результате взаимодействия внутрен-
него давления измененного сечения трубы могут дос-
тигать значительных величин. Эксцентриситет стенки
трубы в стыке также может служить причиной появле-
ния больших дополнительных напряжений в том случае,
когда трубопровод находится под воздействием осевых
нагрузок (вызванных температурными деформациями
и при перераспределении окружных напряжений по ме-
тоду Пуассона). В результате вычисления на ЭВМ
максимальное напряжение у края внутреннего шва со-
ставило 474 МПа. тогда как предел прочности стали,
гарантируемый фирмой-поставщиком, составляет 413
МПа.
Учитывая, что метод конечных элементов не выяв-
ляет возможное перераспределение напряжений в ма-
териале трубы, определение распределения напряжений
было проведено с помощью тензометров. Тензометры,
прикрепленные к стене трубы, были покрыты слоем
цементного раствора. После этого трубопровод посте-
пенно заполнялся водой с тем, чтобы не повредить тща-
тельно протарированные приборы. Полученные данные
(табл. 6) показывают вполне определенную тенденцию
распределения напряжений. Они лишний раз подтверж-
дают, что наибольшие напряжения сконцентрированы
непосредственно по краю шва. Поэтому более близкие
к фактическим значения этих напряжений находятся
— 265 —
6. Данные распределения напряжений в трубопроводах, полученные
с помощью тензометров
Дата	Темпера- тура стального трубо- провода, °C	Продольное напряжение, МПа			Напряже- ние по ок ружно- сти трубы в 610 мм от шва
		у края внутрен- него шва	на рас- стоянии 25 мм от шва	па рас- стоянии 610 мм от шва	
2/III —1971 г.	5	270	171	51	133
23/1II—1971 г.	9	225	200	49	131
6/IV—1971 г. 13/V—1971 г.	12	200	180	46	139
	17	180	151	40	148
8/VI—1971 г.	18	150	140	38	150
21/IX—1971 г.	22	145	130	44	151
24/Х—1971 г.	24	142	115	36	160
где-то между максимальными величиными, получен-
ными по методу конечных элементов (474 МПа) и с по-
мощью тензометров (270 МПа).
Анализ данных, полученных по методу конечных
элементов и с помощью тензометров, показал, что коэф-
фициент концентрации напряжений у края внутреннего
шва колеблется от 3,5 до 7. Установлено,что раструб-
ный стык труб под воздействием осевой нагрузки будет
разрушен при сжатии или растяжении еще до того, как
материал трубы достигнет предела прочности.
Поэтому решение проблемы при строительстве таких
трубопроводов заключается в устройстве вместо рас-
трубных сварных стыков обычных стыковых сварных
соединений (рис. 90, 91).
После первых двух разрушений было обследовано
большое число сварных швов, выполненных в полевых
условиях на участке трубопровода, проходящего по
поверхности земли. Качество швов оказалось невысо-
ким: они неоднородны, сопряжения с основанием имеют
ступенчатую форму. Металл наплавлялся в шве круп-
ными каплями от основания до верха. Такое качество
сварных швов, безусловно, способствовало аварии тру-
бопровода. Примененный метод сварки недопустим в
этих условиях, так как он не обеспечивает полную рав-
номерную проварку швов. Кроме того, в материал шва
попадает окалина и шов получается неоднородным, с
частыми уступами у основания—в наиболее напряжен-
ной зоне стыка. В результате здесь происходит допол-
нительная концентрация напряжений, что вызывает
— 266 —
90.	Температурный шов
а — конструкция шва; 6 — деталь
соединения, обеспечивающая воз-
можность температурных деформа-
ций трубопровода; 1 — наружный
диаметр; 2— среднее кольцо; 3 —
стяжной болт; 4 — ось соединения;
5 — без упора; 6 — стяжное кольпо;
7—опора; 8—полиэтиленовая плен-
ка 0,25 мм; 9 — наклонный слой
гравия 20 см; 10 — ось температур-
ного шва; 11 — ось соединения;
12 — ось неподвижной опоры
91.	Разрушение участка подземного
трубопровода
] — разрыв трубы в пределах рас-
труба у границы внутреннего свар-
ного шва; 2 — внешний сварной
шов; 3 — внутренний сварной шов
92.	Рекомендуемая форма углового
шва в раструбном соединении
стальных труб
1 — завершающая наплавка метал-
ла шва (высотой не более 5 мм и
шириной не более 12 мм); 2 — мак-
симальный уступ — 1,5 мм
хрупкий излом материала, если труба выполнена из
стали, не обладающей требуемой вязкостью.
Специалисты по технологии металла пришли к вы-
воду, что разрушение трубопровода в результате хруп-
кого излома произошло в связи с фактическим ослаб-
лением сечения сварного шва у основания. Это явилось
следствием выжигания и зачистки первого неудачного
шва, а также неправильного образования повторного
шва, когда не был обеспечен плавный переход наплав-
ленного металла в шве к внутренней поверхности трубы.
Литература по сварке элементов из стали А-572
— 267 —
указывает на необходимость предварительного нагрева
металла, если толщина листа менее 28 мм. Однако, как
отмечалось выше, предварительный нагрев сваривае-
мых изделий с меньшей толщиной стенки не только по-
лезен, но необходим. Без предварительного нагрева
нельзя контролировать изменение твердости материала
в зоне, подверженной воздействию высоких температур
при сварке, с соответствующим снижением вязкости
металла.
Высококачественные швы и сохранение характерис-
тик материала свариваемых элементов на участках,
подверженных воздействию высоких температур, обес-
печиваются при применении электродов с низким со-
держанием водорода в сочетании с предварительным
нагревом участков свариваемых элементов до 95 °C.
После тщательного изучения причин аварий трубо-
проводов и проведения ряда исследований специалисты
по сварочным работам рекомендовали в дальнейшем
выполнять следующие требования:
нагревать предварительно участки свариваемых
изделий до температуры не менее 70 °C;
принимать толщину сварных швов не менее 0,7
толщины свариваемого листа (рис. 92). Как выясни-
лось при обследовании, многие швы, выполненные в по-
левых условиях, имели толщину 0,5 толщины листа, в
то время как техническими условиями предусматрива-
лась толщина швов не менее чем 0,8 толщины сварива-
емого листа стали;
наплавлять дополнительный металл по нижнему
краю шва, исключая тем самым резкий переход от по-
верхности трубы к материалу шва, что вызывает на
этом участке концентрацию напряжений.
Были выполнены и другие мероприятия для пре-
дотвращения дальнейших аварий с трубопроводом.
В частности, на трех участках трубопровода, проложен-
ного в земле, удалось снизить растягивающие напря-
жения путем устройства температурных швов (см.
рис. 90). Благодаря этому максимальные напряжения в
стенке трубы на участке, примыкающем к краю свар-
ных швов, составляют 131 МПа в соответствии с рас-
четом по методике конечных элементов и 83 МПа по
показаниям установленных в трубе тензометров (по
сравнению с напряжениями на этом участке 474- и 9"70
МПа соответственно до устройства температурных
швов).
— 268 —
Поэтому при проектировании новых трубопроводов
необходимо предусматривать большое число швов, ком-
пенсирующих температурные деформации трубопрово-
дов.
В одной из публикаций, выпущенных объединением
американских фирм, производящих сталь и изделия из
нее, указывается, что при расчетной толщине стенки
труб более 13 мм при минимальной среднесуточной
температуре ниже —15 °C необходимо применять спо-
койную сталь А-572 с мелкозернистой структурой. Из
этого можно заключить, что полуспокойная сталь А-572
может применяться при минимальной среднесуточной
температуре —15 °C и выше.
Однако на основе анализа причин аварии трубопро-
водов установлено, что такая рекомендация сомнитель-
на. Спокойная сталь с мелкозернистой структурой ха-
рактеризуется достаточной устойчивостью в условиям
работы при низких температурах, т. е. обладает луч-
шей ударной вязкостью.
На основе анализа причин аварии трубопроводов и
проведенных после нее исследований были скорректи-
рованы технические условия на сварку.
Изменилась точка зрения и в отношении использо-
вания конструкций раструбных стыков и стыков с на-
кладками в сварных трубопроводах. Отмечается, что эти
стыки обычно являются наиболее экономичными и
удобными для работы в полевых условиях и поэтому
будут применяться и в дальнейшем. Но учитывая, что
условия строительства изменяются, эти конструкции
стыков не будут применяться автоматически, как это
имело место в прошлом.
В тех случаях, когда трубопровод прокладывается
над землей, при значительных колебаниях температуры
воздуха рекомендуется сварку труб вести с устройством
температурных швов. Если трубопровод проложен в
земле, а толщина стенки его превышает 13 мм и он ра-
ботает при значительных температурных колебаниях,
рекомендуется также сваривать трубы встык.
Американские инженеры утверждают, что элемент,
выполненный из широко применяемой строительной
стали А-36, при растяжении получает значительную де-
формацию и только после этого разрушается. Это свой-
ство пластичности, или вязкости стали при применении
ее в строительных конструкциях позволяет перераспре-
— 269 —
делить по сечению чрезмерные напряжения, сконцент-
рированные в определенных точках.
Несколько по-иному обстоит дело с применением в
строительстве современных высокопрочных низколеги-
рованных сталей. В ряде случаев можно получить до-
полнительную прочность стали путем снижения ее
вязкости. Однако снижение этого показателя не допуска-
ется в связи с возможными ошибками при проектирова-
нии конструкций, отклонениями от требуемых характе-
ристик при производстве стали, проката и при возведе-
нии самих конструкций.
Так, например, у основания сварного шва, показан-
ного на рис. 92, происходит резкое изменение сечения
конструкции. На этом участке будут концентрировать-
ся напряжения. Так как сталь, примененная на строи-
тельстве, обладает малой вязкостью, а при производст-
ве сварки вязкость материала на этом участке еще более
уменьшилась, можно ожидать, что здесь произойдет
разрушение материала вследствие его перенапряжения.
Если бы сталь в этом месте обладала достаточной
вязкостью, а сварка была бы выполнена в соответствии
с техническими условями, то благодаря текучести ма-
териала чрезмерные напряжения, сконцентрированные
здесь, перераспределялись бы на большую площадь се-
чения и конструкция не разрушилась.
Таким образом, крайне желательно, чтобы при пре-
дельных напряжениях могли бы происходить деформа-
ции при явлении текучести без разрушения конструк-
ции. Благодаря этому обеспечивается перераспределе-
ние опоры напряжений в сечении с соответствующим
их снижением в опасной зоне до допустимой величины.
В хорошо скорректированных стыках предусматри-
вается использование свойств текучести стали для
выравнивания.
При использовании в конструкциях высокопрочных
низколегированных сталей инженер должен быть хоро-
шо знаком с методами предотвращения разрушения
этого материала в результате хрупкого излома. Фак-
торами, способствующими такому виду разрушения
стали, являются: большая толщина листов проката, бо-
лее высокий предел прочности стали, низкая температу-
ра в процессе эксплуатации данного сооружения или
конструкции, большая скорость знакопеременной и
пульсирующей нагрузки, сварка без нагрева сваривае-
мых элементов, трещины, раковины в материале элемен-
— 270 —
тов и сварных швов (чем больше, тем опаснее)' и, нако-
нец, неправильная форма и неравномерность поверхности
элементов.
Концентрация напряжений происходит на участке
резкого изменения сечений элемента при образовании
трещин под сварным швом или при наличии других де-
фектов в материале элементов. Кроме того, в результате
несовершенной технологии при выплавке стали и изго-
товлении проката можно получить металл различной
твердости в одном сечении, что может вызвать неравно-
мерное распределение напряжений.
Глава V. ОБРУШЕНИЕ ПРОЛЕТНЫХ
СТРОЕНИЙ МОСТОВ
Вследствие грубых нарушений правил производства
работ по возведению таких ответственных сооружений,
какими являются мостовые конструкции, в отдельных
случаях наблюдаются серьезные дефекты и даже про-
исходят аварии. Так, в мае 1963 г. произошло обруше-
ние пролетного строения сборного железобетонного
моста длиной 205,8 м (рис. 93).
Строительство моста осуществлялось с июня 1956 г.
по декабрь 1962 г., причем во временную эксплуатацию
мост был принят в декабре 1960 г., а в постоянную —
ровно через два года.
Мост состоит из шести сборных предварительно на-
пряженных железобетонных пролетных строений по
33 м каждое, по шесть балок в каждом. Опоры моста
монолитные, бутобетонные, на высоком свайном рост-
верке с железобетонными сваями по 24 сваи на опору.
Бетонный ростверк фундамента опоры № 3 и 4 выполнен
из бетона марки М200 в бездонном водонепроницаемом
ящике. Ростверк запроектирован в зоне постоянного за-
мораживания и оттаивания, а также в условиях посто-
янного воздействия водного потока. В техническом
проекте моста и в рабочих чертежах к бетону ростверка
не были предъявлены специальные требования по водо-
непроницаемости и морозостойкости, а только требова-
ние по прочности. Ростверки, объединяющие головы свай,
запроектированы бетонными, армирование ростверка
сеткой в районе голов свай не предусмотрено.
Учитывая, что фундаменты опор № 3 и 4 работают
по схеме высокого ростверка и в довольно тяжелых ус-
- 271 —
пт
93.	Мост после обрушения пролет-
ных строений
94.	Обрушенные пролетные строе-
ния
95.	Опора № 4 после обрушения
пролетных строений
— 272 —
ловиях (особенно при ледоходе)', следовало бы произ-
вести армирование ростверка.
В чертеже водонепроницаемого опускного ящика
для сооружения ростверка отсутствуют указания о
способе укладки подводного бетона и откачки воды
после его укладки. Водонепроницаемый ящик запроек-
тирован узким, что затрудняло откачку воды и укладку
бетона ростверка насухо. Внутреннее крепление ящика,
оставляемое в ростверке опоры, разрезает бетон рост-
верка на пять отдельных частей. Указаний о необходи-
мости разборки внутреннего крепления ящика по мере
бетонирования ростверка в чертеже не имеется. Анали-
зом воды в реке установлена углекислая агрессия. По
заключению лаборатории, указанная агрессивность не-
допустима для бетонных массивов толщиной менее 2,5 м.
Учитывая, что толщина несущего бетонного ростверка
опор № 3 и 4 в проекте принята всего 1,2 м, следовало
бы принять меры против углекислой агрессии, что проек-
том не предусматривалось.
'Авария моста произошла из-за обрушения опоры
№ 3, повлекшего за собой обрушение двух пролетных
строений, опирающихся на эту опору (рис. 94). Пролет-
ное строение второго пролета лежало в основном на
грунте выше воды. Пролетное строение третьего проле-
та одним концом повисло на опоре № 4, а вторым —
ушло под воду. Опора № 4 (рис. 95) наклонилась в сто-
рону четвертого пролета. В связи с этим валки подвиж-
ных опорных частей четвертого пролета также сильно
наклонились. Ригель опоры № 2 поврежден при срыве
с него пролетного строения второго пролета. Строение
второго пролета упало целиком. Его балки повреждены
в нескольких местах по длине, крайние балки оторваны
от остальных четырех балок. Пролетное строение треть-
его пролета при обрушении распалось на части: край-
ние балки оторвались от остальных и упали на дно ре-
ки; одна из средних балок опирается анкерными стака-
нами на ригель опоры № 4 и висит на диафрагмах, не
опираясь нижним концом, вследствие чего вдоль шва
проходит трещина. Остальные три балки висят на риге-
ле опоры № 4 и опираются нижними концами на разру-
шенную конструкцию опоры № 3. Опора № 4 находится
в аварийном состоянии, так как ее свайный ростверк
имеет трещины и слабый бетон. Передняя часть (по
течению) ростверка полностью разрушена до грани тела
опоры. Кроме того, тело опоры имеет трещину в месте
18—843
— 273 —
сопряжения с верхом ростверка. Все это угрожало обру-
шением пролетного строения № 4. Упавшие пролетные
строения и опора № 4 к дальнейшему использованию
непригодны.
В 1963 г. мост пропустил паводок, относящийся к
разряду весьма высоких, превысивший на 50 см расчет-
ный уровень воды, определенный в проекте моста, как
соответствующий вероятности превышения 1:100 и поч-
ти достигавший исторического наивысшего уровня
1908 г. Наивысший уровень половодья 1963 г. наблю-
дался 20 апреля, т. е. на 20 дн. ранее разрушения мос-
та, которое произошло уже после снижения уровня во-
ды примерно на 3,8 м.
Весенний ледоход 1963 г. был сильным и совпадал с
наивысшим уровнем воды, а толщина льда достигла
0,8 м при скорости течения 1,2... 1,4 м/с.
Промерами глубин реки установлено, что пониже-
ние дна (размыв) у разрушенной опоры № 3 не достигло
расчетной отметки сосредоточенного размыва, принятой
в проекте на 40...60 см, в связи с чем размыв дна не яв-
ляется непосредственной причиной аварии опоры. Об-
следование свай ростверка опоры № 3, выполненное
путем промеров и спуска в воду, показало отсутствие
бетонного ростверка, объединяющего сваи: лишь на од-
ной из свай сохранился небольшой массив бетона низ-
кой прочности. Было установлено также, что головы не-
которых свай расположены на различных отметках,
иногда значительно превышающих проектные. Так, две
сваи одного ряда находятся выше уровня меженных
вод, указанного в проекте. При этом головы свай не
срезаны и арматура их неполностью распущена, как
это и требовалось по проекту.
Изучение проектной документации показало, что на
рабочих чертежах опор отсутствуют указания о специ-
альных требованиях к бетону, за исключением его мар-
ки, несмотря на то что ростверки работают в условиях
постоянного водного потока и в зоне периодического за-
мерзания и оттаивания. Необходимость предъявления
специальных требований к бетону (морозостойкость и
водонепроницаемость) предусмотрена ГОСТом на гид-
ротехнический бетон, но не предусматривалась «Тех-
ническими условиями на проектирование искусственных
сооружений на автомобильных дорогах» (1943 г.), дей-
ствовавшими в период составления чертежей.
По данным проектного института, специальные тре-
— 274 —
бования к бетону предусмотренные ГОСТом, не
указываются в проектах мостов, выпускаемых Союздор-
проектом. В рабочих чертежах отсутствуют технологи-
ческие указания по укладке подводного бетона в рост-
верки опор № 3 и 4 по откачке воды при принятой кон-
струкции бездонных ящиков.
Изучение исполнительной построечной документа-
ции позволило установить, что бетонирование ростверка
опоры № 3 велось в феврале-марте 1958 г. Из журнала
бетонных работ следует, что подводный бетон укла-
дывался в ростверк этой опоры в три приема с переры-
вами 4 и 8 дн. Бетон основного массива ростверка ук-
ладывался также в три приема с перерывами до 24 ч.
Даты бетонирования по журналу бетонных работ и по
сменному журналу производства работ не совпадают.
Фактическую технологию укладки подводного и над-
водного бетона детально установить по исполнительной
документации нельзя из-за отсутствия соответствующих
записей в журналах работ и ряда противоречий в до-
кументах. Так, объем бетона, уложенного в ростверк
опоры № 3, по журналу бетонных работ 52 м3, а по ак-
ту приемки фундамента опоры 80 м3.
Верх ростверка повышен против проектной отметки
на 80 см. Часть обнаруженных свай срезана выше про-
ектной отметки. Данные по уходу за бетоном, отбору и
хранению контрольных образцов отсутствуют. По дан-
ным сводной ведомости испытаний образцов, кубиковая
прочность бетона соответствует проектной марке М 200.
Отсутствуют также необходимая исполнительная до-
кументация, предусмотренная действовавшими в то
время Правилами приемки работ при строительстве ав-
томобильных дорог и мостов; сводный журнал забивки
свай; акты контрольной забивки свай; журнал испыта-
ния цемента; журнал испытания гравия и песка; хи-
мический анализ воды; карточки подбора состава бето-
на; акты промежуточной приемки конструктивных эле-
ментов; ведомости оценок качества работ, принятых ди-
рекцией строящегося объекта.
По имеющемуся журналу производства работ нель-
зя составить четкое представление о производстве работ
по сооружению фундаментов опор № 3 и 4. Установле-
но, что авторский надзор за осуществлением их строи-
тельства отсутствовал.
Таким образом, исполнительная построечная докумен-
тация на строительстве опор № 3 и 4 велась неудовлет-
18*
— 275 —
ворительно и не в полном объеме. Особенно плохо ис-
полнена документация на скрытые работы.
Данные отдельных документов по сооружению фун-
даментов опор противоречат друг другу. Это указыва-
ет, что некоторые документы составлялись не в период
выполнения работ, и комиссия, подписывавшая такие
акты, по существу, не принимала работы.
Неудовлетворительное ведение исполнительной до-
кументации, формальная приемка работ комиссией при-
вели к ослаблению контроля за качеством работ на
строительстве моста при сооружении фундаментов
опор № 3 и 4, в результате чего качество бетона рост-
верка оказалось низким.
Комиссии, принимавшие мост во временную и посто-
янную эксплуатацию, нарушили Правила приемки ра-
бот по строительству автомобильных дорог и мостов.
При отсутствии ряда документов и, в частности, данных,
характеризующих качество свайных работ и фактичес-
кую прочность бетона ростверка опоры № 3, приняли
мост в эксплуатацию с оценкой выполненных работ «хо-
рошо».
При обследовании и испытании моста в декабре
1960 г. также была проявлена халатность, согласован-
ная программа не выполнена и не обследованы все кон-
структивные элементы моста. При отсутствии актов на
скрытые работы по ростверку опоры № 3, актов испыта-
ния свай и ряда других документов сделан вывод, что
мост выстроен в основном в соответствии с проектом, и
после ликвидации недоделок можно его принять в посто-
янную эксплуатацию.
Авторский надзор в период строительства и приемки
работ проявил недопустимую безответственность. Так,
автор проекта моста, не имея достоверных данных о фак-
тической'прочности бетона ростверка № 3, будучи чле-
ном приемочной комиссии, подтвердил, что конструкции
моста выполнены в соответствии с проектом на «хорошо».
Затраты, связанные только с восстановлением моста,
по предварительным расчетам составили более 500 тыс.
руб.
Строительство моста велось бесконтрольно, на низ-
ком организационно-техническом уровне, без проекта
организации работ. За время строительства моста руко-
водящий персонал многократно менялся. Прием и пере-
дача дел техническими актами не оформлялись. Качест-
во выполненных работ не проверялось. Работники дирек-
— 276
ции строящегося моста, треста и главка при посещении
строительства не обращали внимания на неудовлетво-
рительное качество работ, на запущенность исполнитель-
ной документации, не следили за правильной организа-
цией производства работ и т. д.
Разрушение опоры № 3 можно было бы предотвра-
тить, если бы соответствующая служба эксплуатации
обеспечила выполнение требований действующих техни-
ческих правил в части систематического осмотра всех
конструкций моста.
На основании анализа проектной и исполнительной
документации, непосредственного обследования обруше-
ния моста и опроса строителей комиссия установила
следующее. Обрушение опоры № 3 и двух пролетных
строений вызвано полным разрушением бетона роствер-
ка этой опоры. Разрушение бетона ростверка произошло
в результате нарушения при строительстве моста техни-
ческих требований по укладке бетона в ростверке (как
подводного, так и с водоотливом) и отступлений от про-
екта моста. Разрушение бетона ростверка опоры № 3
было ускорено ударами льда об опору при высоком ле-
доходе 1963 г., снятием с ростверка бездонного ящика,
что привело к непосредственному омыванию бетона
ростверка текущей водой, а также принятием в проект-
ной документации и на строительстве бетона марки
М 200 без специальных требований к нему по водонепро-
ницаемости и морозостойкости.
Нарушению технических требований по производству
работ на строительстве моста способствовало отсутствие
надлежащего технического контроля и авторского надзо-
ра со стороны проектной организации во время строи-
тельства опор моста.
Некачественная, с длительными перерывами и малы-
ми порциями укладка слоя подводного бетона для уст-
ройства заглушки в бездонном ящике сделала невозмож-
ной откачку воды из ящика для нормальной работы по
срубке свай и укладке бетона ростверка насухо, а также
привела к вымыванию цементного молока из бетонной
массы во время ее укладки.
При обследовании было также установлено:
отсутствие в рабочих чертежах технологических ука-
заний по укладке подводного бетона и бетона несущего
ростверка с предварительным водоотливом и конструк-
тивные недостатки бездонного ящика, затруднявшие пол-
ную откачку воды из него и нормальную укладку бетона
насухо;
— 277 -
назначение в проекте и применение в строительстве
обычного неармированного бетона марки М 200 без
предъявления к нему специальных требований по водо-
непроницаемости и морозостойкости в условиях работы
ростверка в зоне многократного замораживания, оттаи-
вания и воздействия постоянного водного потока.
В 1970 г. в Мельбурне (Австралия) произошло обру-
шение пролетного строения строящегося моста. Мост
представляет собой звено новой транспортной сети, за-
проектированной для обслуживания Мельбурна и его
пригородов. Общая длина моста вместе с эстакадными
участками на подходах превышает 2600 м. Мост пред-
назначен для пропуска четырехполосного движения
транспорта (в каждом направлении). Эстакадные участ-
ки образованы железобетонными предварительно напря-
женными пролетными строениями длиной 48,5 и 67 м.
Центральный участок моста перекрыт металлическими
пролетными строениями. Общая протяженность мостово-
го перехода около 5000 м.
В комплекс сооружений мостового перехода входят
также путепроводы подъездных пересечений, админи-
стративные здания и другие объекты.
Центральное пролетное строение моста представляет
собой пятипролетную неразрезную коробчатую конструк-
цию, три центральных пролета которой также поддержи-
ваются вантами, закрепленными на пилонах. Все ванты
расположены в одной плоскости (рис. 96). Поперечное
сечение балки жесткости имеет трапецеидальную короб-
чатую ферму при высоте балки 4 м, ширине 25 м на
уровне верхнего пояса и 19 м на уровне нижнего пояса.
Консольные выступы, располагающиеся по длине кон-
струкции через 3,2 м, позволяют увеличить общую шири-
ну пролетного строения поверху до 37 м.
Кроме двух наклонных стенок, располагающихся на
внешней стороне конструкции, имелись две вертикальные
стенки, в результате чего в коробчатой конструкции бал-
ки жесткости были образованы три внутренние полости
(рис. 97).
В продольном направлении конструкция пролетноого
строения была разделена на монтажные блоки длиной
по 16 м, между которыми были предусмотрены монтаж-
ные болтовые соединения. Все блоки маркировались в
зависимости от их положения в конструкции.
К моменту обрушения были смонтированы восемь
блоков, перекрывающих пролет между опорами № 10 и
— 278 —
96. Схема моста (в осях 10—15)
/ — западная граница работ; 2— заделка; 3— подвижная часть; 4 — обрушив-
шееся пролетное строение; 5 — шарнир; 6 — наивысшая отметка проезжей
части; 7 — будущее уширение реки; 8 — восточная граница работ
97. Половина поперечного сечения стальных пролетных строений (к моменту
обрушения железобетонной плиты не было)
/ — продольная ось моста; 2 — три полосы проезда по 3,7 м и одна полоса
4,3 м; 3 — железобетонная плита проезжей части; 4 — поперечные балки и
консоли с шагом 3,2 м; 5 — продольные ребра жесткости; 6 — поперечные ре-
бра жесткости с шагом 3,2 м
11 и блоки между опорами № 14 и 15. Кроме того, были
смонтированы еще несколько блоков, консольно нависав-
ших по направлению к опоре № 13.
Выбор способа монтажа боковых пролетных строений
положил начало цепи событий, приведших к катастрофе.
В контракте на строительство, как обычно, не был опре-
делен способ монтажа конструкций. Было принято ре-
шение изготовить две монтажные секции пролетного
строения непосредственно на земле рядом с опорами, на
которые должно было устанавливаться пролетное
строение. Ширина каждой секции равнялась половине
ширины пролетного строения (18,5 м), а длина соответ-
ствовала полной длине пролетного строения (112) м.
По окончании сборки монтажная секция поднималась до
— 279 —
отметки верха опоры и перемещалась по вспомогатель-
ным балкам в поперечном направлении до проектного
положения на дальней стороне опоры. Затем на том же
месте производилась сборка второй монтажной секции,
после чего операции повторялись. Обе монтажные сек-
ции должны были соединяться на болтах.
Таким образом, при помощи болтового, соединения,
располагавшегося по продольной оси пролетного строе-
ния, предполагалось образовать коробчатую конструк-
цию с тремя внутренними полостями.
Для успешного применения выбранного способа мон-
тажа необходимо: почти полное совпадение продольного
очертания одной монтажной секции с продольным очер-
танием стыкуемой монтажной секции; существенное уве-
личение жесткости верхнего пояса секции вблизи про-
дольного болтового соединения для предотвращения вы-
пучивания пояса под воздействием больших сжимающих
напряжений; искусственное прижатие монтажных сек-
ций друг к другу перед устройством продольного болто-
вого соединения, поскольку каждая секция вследствие
косого изгиба имела в середине пролета прогиб в гори-
зонтальной плоскости, равный примерно 32 мм.
Из-за слабого контроля в процессе сборки монтаж-
ных секций расхождение между внутренними ребрами
секций в пролете 14—15 составляло 89 мм, а между
внутренними ребрами монтажных секций в пролете 10—
11 достигало 114 мм. Недостаточное увеличение жестко-
сти верхнего пояса монтажных секций в пролете 14—15
привело к тому, что выпучивание верхнего пояса между
точками опирания секции и серединой пролета состави-
ло 140 мм.
Для увеличения жесткости верхнего пояса монтажных
секций, устанавливаемых в пролете 10—11, использова-
лись специально изготовленные связи жесткости, функ-
ции которых выполнял швеллер высотой 150 мм, укреп-
ленный в продольном направлении на болтах на верхнем
поясе вблизи продольного болтового соединения.
Для регулирования усилий, передававшихся на опо-
ры площадки, на которой производилась сборка секций,
была использована система гидравлических домкратов,
приводимых в движение одной насосной станцией. Дав-
ление, развиваемое насосами, компенсировало собствен-
ный вес устанавливаемых на площадку монтажных
блоков. Применением подобной системы регулирования
усилий в домкратах стремились избежать перегрузки
— 280 —
опор, обусловленной «температурным выпучиванием» со-
бираемой секции. В результате нагрева верхнего пояса
секции лучами солнца в дневное время середина собира-
емой секции стремится приподняться. При этом на опоры,
расположенные вблизи концов секции, может переда-
ваться нагрузка, значительно большая, чем в обычных
условиях. Кроме того, возрастают усилия, воспринимае-
мые внутренними поперечными диафрагмами коробча-
той секции.
Чтобы избежать усиления концевых опор и диаф-
рагм, давление в домкратах поддерживалось на одном
определенном уровне в зависимости от положения дом-
крата в системе. В отчете комиссии, обследовавшей при-
чины аварии, выражается сомнение в том, что с помощью
данной системы можно эффективно контролировать про-
дольное очертание собираемой монтажной секции.
Вторым звеном в последовательности событий, при-
ведших к катастрофе, был метод, который использовался
для выправления очертания собранных монтажных сек-
ций. В отчете комиссии указывается, что в данных кон-
кретных условиях следовало бы (и это был единственно
правильный способ) опустить монтажные секции обрат-
но на сборочные подмости и уже на них выправлять
очертание. Однако подрядная фирма, которая намного
отставала от графика и на которую нажимал заказчик,
требовавший ускорения работ по изготовлению и монта-
жу стальных конструкций, отказалась от этого способа.
Расхождение между очертаниями северной и южной
монтажных секций пролетного строения -14—15 (в сере-
дине пролета оно составляло 89 мм) устранялось при
помощи поддомкрачивания одного конца пролетного
строения на 178 мм, в результате чего отметки точек,
расположенных посередине пролета, в обеих монтажных
секциях совпали. Затем монтажные секции были прижа-
ты друг к другу в горизонтальном направлении, что поз-
волило ликвидировать зазор между секциями и присту-
пить к установке поперечных диафрагм в центральной
полости коробчатой конструкции пролетного строения.
Диафрагмы установили, начиная от центра к концам
пролетного строения. В некоторых случаях при установ-
ке поперечных диафрагм приходилось использовать гид-
равлические домкраты для исправления местных от-
клонений очертания профиля секций от проектного. За-
тем пролетное строение было опущено на опорные части.
По данной технологии напряжения, возникшие в кон-
— 281 —
струкции вследствие несовпадения очертания двух сты-
куемых монтажных секций, воспринимаются обеими сек-
циями примерно поровну.
Во время постановки и затяжки болтов центрального
болтового соединения (расположенного по всей длине
пролетного строения) вблизи стыка между 4-м и 5-м
блоками было зафиксировано выпучивание верхней пли-
ты конструкции. Позднее аналогичное явление, привед-
шее в конечном итоге к катастрофе, наблюдалось в том
же самом месте и при монтаже пролетного строения 10—
И. Для уменьшения величины положительного изгибаю-
щего момента в точке выпучивания к блоку № 8 был
прикреплен блок № 9, консольно выступавший по на-
правлению к опоре № 13. После этого частично были
удалены болты в поперечных стыковых соединениях
между блоками № 4—5 и № 5—6. Болты удалялись на
участке верхней плиты, расположенном в пределах
внутренней полости коробчатой конструкции. В резуль-
тате этих операций удалось ликвидировать выпучивание
верхней плиты пролетного строения, поскольку после
удаления болтов верхняя плита получила возможность
ограниченных перемещений, что в конечном итоге ока-
залось вполне достаточным для ее выпрямления. Вто-
ричная постановка болтов в большинстве случаев прово-
дилась без раззенковки отверстий, что указывает на не-
значительное смещение стыкуемых участков относительно
друг друга. Успешное завершение операций по сты-
ковке монтажных секций в пролете 14—15, вероятно, по-
влияло на принятие необоснованного решения относи-
тельно использования аналогичной технологии и при
монтаже пролетного строения 10—11.
При монтаже строения 10—11 расхождение между
очертаниями стыкуемых монтажных секций должно бы-
ло устраняться путем установки на участок, примыкаю-
щий к центру северной секции, бетонных блоков. Вслед-
ствие этого дополнительные напряжения, возникавшие в
процессе выправления очертания секции, должны были
полностью восприниматься ею. При помощи деррик-
крана, смонтированного на блоке № 7, на блок № 8 бы-
ли установлены 10 бетонных блоков массой 8 т каждый.
Затем эти блоки поочередно перемещались в продольном
направлении к центру секции и устанавливались над
внутренним вертикальным ребром ее вдоль пролетного
строения. После установки блока № 7 в стыке между
монтажными блоками № 4 и 5 было обнаружено выну-
— 282 —
чиваиие верхней плиты, достигавшее 89 мм. После этого
установка бетонных блоков была прекращена, и три
оставшихся блока были опущены на землю, хотя рас-
хождение в очертании между северной и южной монтаж-
ными секциями в середине пролета оставалось равным
25 мм. Это расхождение было устранено путем местного
поддомкрачивания при постановке каждой поперечной
диафрагмы. Причем домкраты устанавливали, чтобы
нижерасположенная сторона поднималась вверх, а вы-
шерасположенная опускалась вниз. Деррик-кран, смон-
тированный на южной стороне блока № 7, увеличивал
прогиб в середине пролета на 30 мм. Если бы деррик-
кран был передвинут на блок № 8, южная монтажная
секция поднялась бы вверх и расположилась на тех же
самых отметках, как и более высоко расположенная се-
верная секция. Однако кран не был передвинут на блок
№ 8 до окончания операций по поддомкрачиванию по-
перечных диафрагм. Далее была предпринята попытка
ликвидировать выпучивание при помощи технологии,
аналогичной применявшейся при монтаже пролетного
строения 14—15, т. е. путем удаления части монтаж-
ных болтов в стыке между блоками № 4 и 5. Однако
каких-либо мероприятий по уменьшению положитель-
ного изгибающего момента, например, при помощи уста-
новки дополнительного блока, консольно нависавше-
го по направлению к опоре № 12, предпринято не
было.
Причины, повлиявшие на принятие данного решения,
установить не удалось. Комиссия, расследовавшая при-
чину катастрофы, также не смогла получить и проверить
какие-либо расчеты, в которых точно определялось бы
напряженное состояние конструкции, возникавшее при
проведении указанных необычных операций при монта-
же пролетного строения.
В день обрушения начались работы по удалению бол-
тов в стыке между блоками № 4 и 5. Очевидно, действия-
ми рабочих при выполнении этой операции руководил
представитель консультирующей фирмы. После удаления
нескольких болтов было обнаружено значительное сме-
щение верхней плиты относительно своего первоначаль-
ного положения, что привело к защемлению оставшихся
болтов в отверстиях. Для удаления оставшихся болтов
использовался пневматический гайковерт, с помощью
которого болты подтягивали до тех пор, пока они не
разрушились.
— 283 —
98. Стадии обрушения (I—VII) про-
летного строения
/—•вспомогательные здания; 2 —
обломки крана; 3 —поперечная
монтажная балка; 4 — опорные ча-
сти; 5 — канатные оттяжки; 6—мон-
тажные блоки
жек, удерживающих опору,
При разрушении болты
с шумом вылетели из от-
верстий. К моменту, когда
болты были удалены с од-
ной стороны стыка на уча-
стке, отстоящем от внутрен-
него ребра на расстоянии
примерно 0,6 м, выпучива-
ние верхней плиты над вну-
тренней полостью конструк-
ции внезапно распространи-
лось на плиту над внешней
полостью и на вертикальное
ребро, примыкающе к верх-
ней плите. Таким образом,
северная монтажная секция
стала разрушаться, но, по-
скольку она была соединена
с южной секцией, катастро-
фа несколько отодвинулась.
По заключению комис-
сии, процесс разрушения,
видимо, происходил следу-
ющим образом (рис. 98):
сразу же после удале-
ния болтов вблизи середины
пролетного строения 10—11
оно прогнулось;
изменение очертания
привело к укорачиванию
пролетного строения, в ре-
зультате чего его западный
конец соскользнул с под-
вижных опорных частей и
оно стало падать;
падающий пролет обо-
рвал систему канатных оття-
причем блоки № 1—4 упали
на вспомогательные здания, располагавшиеся под мос-
том, и разрушили их. Деррик-кран, установленный на
блоке № 8, был подброшен в воздух и затем упал на
наклонный участок пролетного строения;
участок, образованный блоками № 5—8, повернулся
на 60° по отношению к горизонтали. Продольная сила
от собственного веса блоков смяла ранее поврежденные
— 284 —
(выпученные) панели, уменьшив общую длину участка
примерно на 3 м;
под воздействием силы тяжести участок пролетного
строения, образованный блоками № 5—8, обрушился на
боковую поверхность опоры № 11, вследствие чего по-
перечная балка, по которой осуществлялось перемеще-
ние монтажных секций, и опорные части были подбро-
шены вверх и упали на пролетное строение;
началось падение опоры № И, при этом следы
скольжения конца блока № 8 по боковой поверхности
опоры заметны в пределах всей ее высоты;
обрушившаяся опора № 11 упала на илистый грунт
берега реки и соскользнула вперед на 12 м, а блок № 8
упал на ростверк свайного фундамента.
В отчете правительственной комиссии указывается,
что причины аварии моста объясняются неправильными
действиями специалистов и организаций, которым было
поручено его строительство. Консультирующая органи-
зация не уделила должного внимания анализу напря-
женного состояния конструкции. Кроме того, она ока-
залась не в состоянии правильно оценить с точки зрения
работы пролетного строения необычные способы монта-
жа конструкции, предлагавшиеся строителями. Вслед-
ствие этого на стадии монтажа не была обеспечена бе-
зопасность работы конструкции.
Комиссия отметила, что если бы мост и был постро-
ен, он не обладал бы достаточными запасами прочности
при работе на воздействие эксплуатационных нагрузок.
Другая причина аварии — необычные способы монта-
жа пролетных строений 10—11 и 14—15. Выбранные
способы монтажа могли быть успешно осуществлены при
тщательном выполнении и большом внимании со сторо-
ны строительной и консультирующей организаций.
Строительные организации, к сожалению, не поняли
этой необходимости, а консультирующая организация,
которая должна была предостеречь подрядчика от при-
менения потенциально опасных способов монтажа, не
справилась со своими обязанностями.
В конце 1967 г. обрушились два металлических про-
летных строения пятипролетного автодорожного моста.
Мост имел два крайних пролета по 42,5 м и три средних
по 88 м (рис. 99). Мост был полностью смонтирован, а
в трех первых пролетах была закончена укладка желе-
зобетонной проезжей части. На двух пролетах (2—3 и
3—4) были сложены плиты для проезжей части после-
дующих пролетов.
— 285
99. Мост
а —фасад с железнодорожными пролетными строениями; б — фасад с автодорожными пролетными строениями; в — план пролетных
строений
Проведенным на месте обследованием установлено,
что первые деформации фасонки опорного узла были за-
мечены накануне обрушения во время установки нижней
диафрагмы опорного узла главной фермы на опоре № 4.
Диафрагма не входила свободно на предназначенное
место, и ее пытались забить кувалдой. При этом было
обнаружено, что фасонки опорного узла в значительной
мере выпучивались и опорную диафрагму установить
было невозможно. Замеченные в это время колебания
пролетного строения были вызваны, по всей вероятности,
внезапным деформированием фасонки, возможно, в мо-
мент ударов кувалдой по диафрагме.
После прекращения работ по строительству опорные
углы пролетного строения 4—5 были установлены на
месте опорной части, а под домкратную балку была под-
ведена шпальная клетка.
За несколько часов до аварии под опорный узел
верховой фермы на опоре № 4 (со стороны пролета 3—
4) была также подведена шпальная клетка. Попытки
приподнять опорный узел с помощью 200-тонного дом-
крата, чтобы подбить шпальные клетки и выправить фа-
сонку, не увенчались успехом. Было решено подбить
клинья под клетки, не поднимая опорного узла, а затем
снять и перенести железобетонные плиты, временно
уложенные на первой панели фермы вблизи пояса.
Появившаяся за день до аварии деформация фасо-
нок опорного узла продолжала нарастать. Заклепки
крепления домкратной балки к фасонке узла испытыва-
ли чрезмерное напряжение и сильно деформировались.
Образовавшиеся на фасонке складки свидетельствовали
о потере его местной устойчивости, что и привело к на-
чавшемуся и быстро развивавшемуся обрушению про-
летного строения со смещением его с опорных частей
(рис. 100).
Падение пролетного строения 3—4 повлекло за собой
обрушение скрепленного с ним пролетного строения
4—5. Обрушению пролетных строений в сторону верхо-
вий реки способствовало также отсутствие достаточной
жесткости стойки наклонного портала, оставленного без
связей, и слабое крепление горизонтальных связей.
Принятый в проекте организации работ метод навес-
ной сборки пролетных строений требовал устройства
замковых частей, которые превращали систему моста
в неразрезную. В последующем эти замковые части в
опорных углах и верхних поясах ферм должны снимать,
287 —
100. Опорный узел верховой фермы
до разрушения
101. Опорный узел верховой фермы
после разрушения
а в узлах ставить диафрагмы и проводить выклевыва-
ние. После этого устраивают железобетонную проезжую
часть. При соблюдении такой последовательности мон-
тажа фасонки опорных узлов обладают достаточной на-
дежностью.
В действительности при производстве монтажа моста
эта последовательность была нарушена. Железобетон-
ная проезжая часть в пролетах 1—2, 2—3 и 3—4 была
уложена до окончания всех работ по навесной сборке
моста. Более того, в пролетах 2—3 и 3—4 складировали
плиты для последующих пролетов. При снятии замковых
частей большинство заклепок было расклепано. Пове-
рочные расчеты пролетного строения 3—4 на нагрузки,
действовавшие в момент обрушения, показали, что про-
веденная в нарушение проекта организации работ ук-
ладка железобетонных плит на незаконченный монта-
жом пролет привела к увеличению реакции опор до
274 кН (вместо 150 кН), что вызвало при отсутствии
диафрагмы напряженное состояние опорного узла, пре-
восходящее предел текучести и составляющее 490 МПа.
Проверка узловой фасонки на местную устойчивость
показывает, что критическое напряжение превосходило
— 288 —
допускаемое более чем в 2 раза (285 МПа вместо 137).
Срезывающие усилия на оставшиеся 24 заклепки, при-
крепляющие конец домкратной балки, также превосхо-
дят допускаемые более чем в 2 раза (рис. 100, 101).
При таком чрезвычайно высоком напряженном со-
стоянии и произошла, с одной стороны, потеря местной
устойчивости двух фасонок в нижней их части по волно-
образной кривой, а с другой,— были срезаны заклеп-
ки, прикрепляющие поддомкратную балку в верхней
части фасонки.
Поскольку в узле верховой фермы на опоре № 4 про-
лета 3—4 пс была поставлена диафрагма, именно в фа-
сонках этого узла имелись высокие напряжения, и с не-
го и началось разрушение: вначале деформация, а затем
сползание этого узла с литой опоры и бетонного под-
ферменника. Последующая кинематика разрушения со-
ответствует именно такому процессу, в результате кото-
рого сначала происходит обрушение пролета 3—4, а
затем пролета 4—5, прикрепленного верхними соедини-
тельными элементами к пролетному строению 3—4.
Непосредственной причиной обрушения явились по-
теря местной устойчивости фасонки опорного узла и срез
заклепок примыкающей к ней домкратной балки. Мак-
симальное усилие, которое могли воспринять эти за-
клепки, работая в упругой стадии, не превышало 1220 кН;
между тем, как показал поверочный расчет, возникшие
усилия достигали 2700 кН. Столь значительное перена-
пряжение заклепок вызвало неизбежный срез прикреп-
ления домкратной балки к опорному узлу, что в свою
очередь содействовало быстрому нарастанию усилий и
еще большему деформированию фасонки опорного узла.
Вместе с тем, производство монтажных работ велось
с рядом нарушений технических условий и правил про-
изводства работ. Особенно существенным нарушением,
повлиявшим на общую жесткость и устойчивость моста,
является слабое прикрепление вертикальных и горизон-
тальных связей, причем это обстоятельство усугублялось
в процессе монтажа снятием нижних распорок попереч-
ных связей опорных рам, которые обеспечивали горизон-
тальную и поперечную жесткость системы при работе ее
как на вертикальные, так и на горизонтальные нагрузки.
Другим отступлением от правил производства работ
является недостаточная постановка пробок, отсутствие
чистых болтов и совершенно недостаточное крепление
ряда фасонок горизонтальных и поперечных связей.
19—843
- 289 —

Таким образом, основной причиной, приведшей к ава-
рии пролетных строений 3—4 и 4—5, следует считать
грубейшее нарушение проекта организации монтажных
работ, повлекшее недопустимую перегрузку опорных уз-
лов главных ферм пролетного строения 3—4 устройст-
— 290 —
1=0,021
108,05

84300 <S
63380
42530
102. Мост
/ — пролетное строение моста из сборных железобетонных балок; 2 — то же,
из стальных балок; 3 — бетонные опоры; 4—железобетонные балки; 5 —
стальное пролетное строение; 6 — железобетонные сваи

о


вом проезжей части и преждевременной раскладкой же-
лезобетонных плит.
Нарушение технических условий и правил производ-
ства работ могло повлиять на обрушение и привести к
более серьезным его последствиям, однако оно не было
решающим среди причин, вызвавших аварию.
Анализируя причины аварии пролетных строений
моста, следует отметить, что проектные решения мосто-
вых сооружений требуют дальнейшего совершенствова-
ния. В современных условиях назрела необходимость
создания новых конструктивных форм таких сооруже-
ний, в частности разработки новых типовых пролетных
строений автодорожных мостов.
Обрушившийся зимой 1978 г. мост длиной 382,56 м
имел семь пролетов по схеме 42,4 + 43,2 + 43,4+63,38 +
+ 84,3+63,38 + 42,5, перекрытых железобетонными и
стальными пролетными строениями, опирающимися на
бетонные опоры, фундаментом для которых служат за-
бивные железобетонные сваи (рис. 102). Железобетон-
19*
— 291 —
Опора! Опора г Опора} Опора О Опора S
Опора 6 Опора 7 Опора 8
vfhr, -подвижная опора
-неподвижная опора
103. Расположение опор моста
ные пролетные строения длиной 43,2 м, состоящие из
пяти балок, и неразрезное стальное пролетное строение
63,38+84,30 + 63,38 выполнены по типовым проектам.
Стальное трехпролетное неразрезное строение запро-
ектировано со сплошными главными балками с предва-
рительным напряжением; высота главных балок во всех
пролетах одинаковая—3620 мм. Главные балки свар-
ные, двутаврового сечения, с толщиной вертикала 14 мм.
В поперечном сечении пролетного строения предусмот-
рены две главные балки с расстоянием в осях 5 м. Связи
между главными балками: поперечные — полураскосно-
го типа, нижние продольные — крестовые с панелью
4,2 м; роль продольных связей по верхнему поясу выпол-
няла железобетонная плита, связанная с жесткими упо-
рами, приваренными на заводе к верхним поясам глав-
ных балок. Конструкция опорных частей принята при-
менительно к проекту унифицированных опорных частей
из стального литья для железнодорожных мостов под
опорные реакции 600 т на средних опорах и 200 т на
крайних опорах. На опоре № 6 предусмотрена неподвиж-
ная опорная часть, на опоре № 5—подвижная опорная
часть четырехкатковая, на опорах № 4 и 7 — подвижные
опорные части секторного типа (рис. 103). Материал опор-
ных частей — стальное литье марки 25Л.
Железобетонная пдита проезжей части сборная тол-
щиной в середине пролета 24 см, над главными балка-
ми 20 см. Тротуары запроектированы из железобетон-
ных блоков, уложенных на консоли плиты. Покрытие
проезжей части асфальтобетонное.
Габарит моста Г-7 запроектирован с двумя тротуара-
ми по 0,75 м. Принятые нормативные нагрузки: времен-
ная автомобильная по схеме Н-18, колесная по схеме
НК-80, толпа на тротуарах интенсивностью 300 кг/м2.
Материалы, из которых изготовлено стальное пролет-
ное строение: элементы главных балок, опорные рамы
из низколегированной стали марки 15ХСНД; нижние
— 292 —
104. Обрушенный мост
продольные и поперечные связи пролетного строения,
предусмотренные проектом из стали марки 15ХСНД, бы-
ли изготовлены из стали марки СтЗ с увеличением сече-
ний элементов и сохранением их общей прочности; за-
клепки — из стали марки 09Г2.
В проекте в ведомости заказа стали приведены до-
полнительные требования к стали марки 15ХСНД, при-
меняемой для изготовления конструкций мостов; сталь
должна выплавляться в мартеновских печах, а для свар-
ных конструкций должна дополнительно раскисляться
алюминием, титаном и в стали должна определяться
ударная вязкость после механического старения или при
температуре —40 °C.
На момент обрушения мост эксплуатировался, при-
чем эксплуатация производилась в нормальных услови-
ях, без ограничения веса нормативных нагрузок и ско-
рости движения.
Обрушение (рис. 104) произошло во время прохож-
дения по мосту поезда, состоящего из трактора весом
1,2 кН, трейлера весом 1,06 кН и бульдозера на базе
трактора весом 1,4 кН. Суммарный вес составил 3,66 кН.
— 293 —
Температура наружного воздуха во время прохожде-
ния поезда составляла по данным ближайшей метеостан-
ции — 42 °C.
Вполне вероятно, что непосредственно в месте рас-
положения моста, в долине реки, температура была на
несколько градусов ниже, чем зарегистрированная ме-
теостанцией. Согласно СНиП II-A.6-72, расчетная мини-
мальная температура наружного воздуха для данного
района составляет — 33 °C.
В процессе обрушения стальное пролетное строение
разломилось примерно в середине 84-метрового пролета,
у опор № 5 и 6—в обоих 63-метровых пролетах. Сред-
няя часть 84-метрового пролетного строения, проломив
лед, упала на дно реки. Надопорные части 84-метрового
пролета и концевые части 63-метровых пролетов упали
с опорных частей и концами уперлись в опоры. Осталь-
ные части обрушившихся 63-метровых пролетных строе-
ний упали на грунт поймы реки. При падении на грунт
элементы обрушившегося пролетного строения получили
дополнительные повреждения.
Масса металла обрушившегося пролетного строения
445 т, объем железобетонных плит 429 м3. Использовать
металлоконструкции обрушившегося пролетного строе-
ния и железобетонные плиты для строительства невоз-
можно.
Металлоконструкции обрушенных пролетных строе-
ний были изготовлены и поставлены специализирован-
ным заводом металлоконструкций. Сертификаты на
сталь, из которой изготовлялись металлические кон-
струкции, на заводе не сохранились в связи с истечени-
ем срока хранения (5 лет). Сохранившийся в исполни-
тельной технической документации сертификат на
изготовление конструкции, составленный по установлен-
ной в то время форме, не содержит достаточно полных
сведений об изготовлении.
Строительство моста производилось с января 1959 г.
по июнь 1962 г. До 30 июня 1959 г. были сооружены
фундаменты береговых опор и забит металлический
шпунт на опоре № 6, а на опоре № 3 производилась за-
бивка свай.
Сборку и монтаж стального пролетного строения
моста проводили в 1961 г. после сооружения опор на
правобережном подходе моста конвейерно-тыловым спо-
собом. Продольная надвижка стального пролетного
строения производилась с устройством временных про-
— 294 —
межуточных опор, расположенных по одной в середине
каждого пролета, и с применением металлического
аванбека длиной 11 м.
После установки пролетных строений на опорные
части и укладки сборных плит проезжей части регули-
ровали пролетное строение с использованием временных
опор. В зонах положительных моментов плиты замоно-
личивали между собой и по достижении бетоном проект-
ной прочности усилия выдомкрачивания снимали. Затем
замоноличивали плиты проезжей части на остальных
участках.
Таким образом, было обеспечено включение плиты
проезжей части в совместную работу со стальными бал-
ками только на участках положительных моментов. За-
тем устанавливали тротуарные блоки и перила, устраи-
вали проезжую часть.
По данным технического заключения по обследова-
нию моста, составленного мостоиспытательной станцией
Союздорнии в 1963 г., фактические усилия при поднятии
домкратом низовой балки были на 8,1 % больше проект-
ных, верховой балки — на 12—12,6 % при допускаемой
по проекту величине отклонения ±5 %.
По окончании строительства в мае 1962 г. мост был
освидетельствован и испытан мостоиспытательной стан-
цией и в декабре 1962 г. принят во временную эксплуа-
тацию. Отдельно мост в постоянную эксплуатацию Го-
сударственной комиссией не принимался. В октябре
1963 г. Государственная приемочная комиссия приняла
мост в постоянную эксплуатацию.
Расположение видимых частей пролетного строе-
ния после обрушения характеризуется следующим об-
разом.
Пролеты 4—5 и 6—7. В обоих концевых участках
пролетного строения (около 15 м от опор № 4 и 7) свя-
зи между главными балками не разрушены, имеются
только отдельные местные разрывы. Сохранила в основ-
ном свое положение на балках железобетонная плита
проезжей части. Участок пролетного строения у опоры
№ 4 сполз с опорных частей! и зацепился концом верхо-
вой балки за верхний карниз опоры № 4, опора не пов-
реждена. Участок пролетного строения у опоры № 7
соскочил с опорных частей и, падая вниз, правобереж-
ным концом ударил по телу опоры, в результате чего на
опоре раскрылся шов бетонирования и тело опоры выше
шва наклонилось в сторону правого берега на 22 см.
— 295 —
В речной части пролета 4—5 главные балки лежат плаш-
мя верхними поясами в верховую сторону. Низовая и
верховая главные балки на этом участке разрушились
на несколько частей. В пролете 6—7 участок верховой
балки длиной около 22 м развернут и опирается плашмя
на карниз опоры № 6. Остальная часть пролетного строе-
ния лежит на грунте.
Пролет 5—6. Большая часть пролетного строения на-
ходится под водой. На опоре № 5 одним концом задер-
жался участок пролетного строения длиной около 16 м.
Связи между главными балками на этом участке со-
хранились, железобетонная плита проезжей части сполз-
ла с балок. От удара падающего пролетного строения
раскрылся шов бетонирования на опоре № 6.
Состояние сварных швов и заклепочных соединений
оценивалось визуально. Осмотру подвергались части
стального пролетного строения, не находящиеся под во-
дой. Стыковые соединения листов балок и поясные швы
(заводского исполнения) выполнены автоматической
сваркой и имеют ровную, мелкочешуйчатую поверхность.
Осуществлена механическая обработка поверхности сты-
ковых соединений поясов балок с созданием плавного
перехода от шва к основному металлу. Угловые швы,
приваривающие вертикальные и горизонтальные ребра
жесткости к стенкам балок, в целом имеют мелкочешуй-
чатую, плоскую, либо слегка выпуклую поверхность. За-
мечены отдельные места, где шов несколько смещен от
продольной оси соединения с образойанием некоторого
наплыва на лист стенки балки и подреза на металле
ребра. Основная часть изломов стальных конструк-
ций пролетного строения проходила по основному ме-
таллу.
Обнаружено два излома, идущих по продольному се-
чению стыковых швов: один — по стыковому шву нижне-
го пояса, другой — по стыку стенки балки. Изломы на-
ходятся в низовой балке пролета 6—7. Поверхность из-
ломов отражает хрупкий характер разрушения данных
сварных швов. При этом в поперечном стыке стенки бал-
ки четко прослеживается неполный провар листа стенки
двухсторонним стыковым швом. Почти по всей длине
излома (1000... 1200 мм) идет непровар шириной 1...2мм;
он расположен посередине толщины листа и уширяется
на концевом участке до 5 мм; этот участок непровара и
явился очагом данного хрупкого излома. На остальной
части излом проходит по основному металлу; стыковой
— 296 —
сварной шов на этом участке отсутствует. В изломе сты-
кового шва нижнего горизонтального листа пояса балки
в крайнем его участке на длине 10... 12 мм обнаружено
шлаковое включение размерами примерно 2X6 мм, за-
легающее в средней части толщины металла шва, и це-
почка мелких пор, выходящих наружу шва.
В верхнем поясе низовой балки в сечении над опорой
№ 6 хрупкий излом развивался от шлакового включения
размером 3X6 мм и цепочки более мелких включений,
расположенных в шве прикрепления опорного ребра
жесткости к поясу, выполненном с полным проваром.
В верхнем поясе верховой балки в пролете 5—6,
вблизи опоры № 6, хрупкая трещина развивалась от шла-
кового включения диаметром 8 мм в угловом поясном
шве. Эта трещина перекрыта другой параллельной
хрупкой трещиной, развивавшейся по стенке от концов
швов у края вырезов в продольных ребрах жесткости.
Аналогичные хрупкие изломы, развивавшиеся от вы-
резов в продольных ребрах жесткости, наблюдались и в
других местах обрушившихся конструкций.
Некоторые изломы балок, идущие по основному ме-
таллу, пересекают сварные швы. В отдельных пересече-
ниях в зоне расположения сварного шва видны шлако-
вые включения. В некоторых листах поясов балок обна-
ружены также расслоения металла.
Клепаные стыковые соединения полок и стенок балок
находятся в удовлетворительном состоянии, и непосред-
ственного разрушения этих соединений не обнаружено.
В местах разрывов главных балок не обнаружено приз-
наков текучести металла. В местах разрывов элементов
связей признаки текучести металла имеются.
При обрушении пролетного строения все элементы
опорных частей, кроме нижних опорных плит подвижных
и нижних балансиров неподвижных опорных частей,
смещены со своего места, некоторые сброшены с верха
опор вниз и находятся под обломками.
При обследовании остатков опорных частей не уда-
лось найти признаков каких-либо неисправностей, кото-
рые могли бы явиться причиной аварии.
ЦНИИПроектстальконструкцией Госстроя СССР
было дано заключение о прочности и устойчивости не-
разрезного стального пролетного строения 60 + 80+60.
Проверки показали, что прочность и устойчивость про-
летного строения при принятых в проекте технических
решениях обеспечивается.
— 297 —
ЦНИИ МПС и ЦНИИПСК по совместно разрабо-
танной программе провели исследование качества метал-
ла, примененного для изготовления данного пролетною
строения. Для этой цели из различных элементов про-
летного строения были вырезаны пробы, которые и были
подвергнуты исследованию.
Проведенные ЦНИИ МПС исследования структуры и
испытания металла пролетного строения на определение
предела текучести, временного сопротивления, относи-
тельного удлинения и сужения, химического состава по-
казали, что металл относится к стали марки 15ХСНД и
по указанным характеристикам не имеет особенностей,
которые могли бы вызвать разрушение пролетного
строения.
ЦНИИПСК были произведены испытания по опреде-
лению ударной вязкости металла при температуре
—40 °C и после механического старения. Заготовки для
образцов отбирали из нижнего пояса верховой балки
пролета длиной 84 м у опоры № 5 и верхнего пояса ни-
зовой балки пролета длиной 63 м у опоры № 6. Ука-
занные пояса выполнены из широкополосной универсаль-
ной стали толщиной 30 мм.
Испытания образцов металла на ударную вязкость
после механического старения показали, что по этому
критерию сталь удовлетворяет требованиям проекта.
Испытания на ударную вязкость при отрицательных тем-
пературах показали, что по этому показателю сталь не-
однородна и часть проката обладает недостаточной соп-
ротивляемостью хрупкому разрушению при температуре
—40 °C. По данному критерию сталь не удовлетворяет
требованиям проекта.
В соответствии с проектом для пролетного строения
моста должна быть применена сталь марки 15ХСНД
(НЛ-2) с дополнительными гарантиями по ударной вяз-
кости при температуре —40 °C или после механического
старения. При этом ударная вязкость, определенная на
продольных образцах, должна быть не менее 40 Дж/см2,
а на поперечных — не менее 30 Дж/см2.
Для оценки соответствия металла пролетного строения
моста проекту образцы испытывали на ударную вяз-
кость при отрицательных температурах и после механи-
ческого старения. Заготовки для изготовления образцов
отбирали из нижнего пояса толщиной 30 мм верховой
балки пролета 2 = 84 мм у опоры № 5 (маркировка
— 298 —
БВ-6) и верхнего пояса толщиной 30 мм низовой балки
пролета Z = 63 м у опоры № 6 (маркировка ВН-9).
Из указанных заготовок были изготовлены образцы
типа 1 по ГОСТ 9454—78, продольная ось которых в со-
ответствии с ГОСТ 7564—73 была перпендикулярна на-
правлению прокатки широкополосной стали. Кроме то-
го, были изготовлены и испытаны образцы, вырезанные
вдоль направления прокатки (табл. 7), что соответствует
условиям действительной работы широкополосной стали
в поясах балки моста.
Из приведенных данных видно, что широкополосная
сталь, примененная в поясах балок пролетного строения
моста, неоднородна.
Таким образом, исследованная сталь пролетного
строения моста обладает пониженной сопротивляемостью
хрупкому разрушению и не соответствует требованиям
проекта в части дополнительных гарантий по ударной
вязкости при температуре —40 °C. По критерию ударной
вязкости после механического старения исследованная
сталь удовлетворяет требованиям проекта.
Хрупкому разрушению пролетного строения могли
также способствовать технологические дефекты — не-
провары и шлаковые включения в швах сварных соеди-
нений.
Проверочные расчеты обрушившегося пролетного
строения были выполнены в целях проверки правильно-
сти расчетов, выполненных при проектировании пролет-
ного строения, а также для оценки напряженного состоя-
ния пролетного строения, имевшего место непосредст-
венно перед его обрушением.
Для проверки были предъявлены расчеты типового
пролетного строения 1957 г. для монолитной плиты про-
езжей части и типового проекта 1961 г. также для моно-
литной плиты проезжей части.
Ознакомление с этими документами показало, что
расчеты выполнены в соответствии с действовавшими в
период проектирования моста нормативными документа-
ми и полученными к тому времени результатами научных
исследований сталежелезобетонных пролетных строений,
в том числе в области учета ползучести и усадки бетона.
К настоящему времени методы и нормы расчетов
сталежелезобетонных пролетных строений значительно
изменились; уточнены, в частности, методы учета ползу-
чести бетона в неразрезных сталежелезобетонных про-
летных строениях, модули упругости бетона и т. д.
— 299 —
7. Результаты испытаний стали
Заготовка	Состояние стали	№ образца	Нап равление вырезки	I Температура  испытаний, °C	Ударная вязкость. Дж/м2
		1 2 3 7 8	Поперек проката	—40	4,3 1,3 3,9 4,4 1,25
БВ-6	Исходное	9 4 5 6		—50	3,8 1 3,5
		1 2 3	Вдоль проката	—40	12,9 2,8 8,8
	После механи- ческого старе- ния	1 2 3		4-20	12,4 13,4 10,8
	Исходное	1 2 3 7 8 9	Поперек прока- та	—40	4,5 4,3 4,4 4,3 4,2 4,7
ВН-9		4 5 6		—50	4,6 4,6 4,9
	После механи- ческого старе-	1 2 3	Вдоль проката	—40	15 13,2 12,8
	НИЯ	1 2 3		4-20	13 12,2 9
— 300
Анализ расчетов показал, что проходивший по мосту
тракторный поезд, формально названный «тяжеловес-
ным», в действительности давал напряжения, в несколько
раз меньшие, чем нормативная динамическая времен-
ная нагрузка, и незначительные по сравнению с напря-
жениями от постоянных нагрузок (включая регулирова-
ние). Величина тяжеловесной нагрузки для пролетного
строения 63 + 84 + 63 м в действительности далеко не до-
стигала проектной временной нагрузки нормальной экс-
плуатации. Соответственно «тяжеловесность» проходив-
шей нагрузки нельзя считать одной из причин обруше-
ния пролетного строения. При отсутствии хотя бы одной
из трех других выявленных комиссией причин обруше-
ния (необычно низкая температура, пониженная хладо-
стойкость стали и концентрация напряжений от конст-
руктивно-технологических несовершенств) пролетное
строение не обрушилось бы. Однако при сочетании этих
трех причин пролетное строение могло обрушиться при
любом динамическом воздействии нормальной эксплуа-
тации, даже при проходе одиночной грузовой автомаши-
ны, не говоря уже о двух нормативных колоннах
автомашин, на пропуск которых был запроектирован
мост.
В расчетах не обнаружено ошибок и упущений, за-
вышающих расчетную несущую способность пролетного
строения по отношению к действительной несущей спо-
собности при обычных температурах.
В связи с весьма интенсивным регулированием про-
летного строения, передававшим большие сжимающие
усилия на железобетонную плиту, в стальной части кон-
струкции резко преобладали растягивающие напряжения
от постоянных нагрузок и воздействий, достигавшие в
верхнем поясе примерно 160 МПа.
Выполнение пролетного строения сталежелезобетон-
ным не могло способствовать обрушению. Наличие желе-
зобетонной плиты улучшало динамические характерис-
тики пролетного строения. Объединение железобетонной
плиты со стальной конструкцией упорами было рассчи-
тано правильно. Малое непосредственное сцепление же-
лезобетона и стали, обнаруженное при осмотре обру-
шенных конструкций, не могло быть причиной обрушения
или способствовать ему.
Сравнением результатов химического анализа метал-
ла с требованиями стандарта было установлено наличие
незначительных отклонений: в одном случае содержание
— 301 —
кремния составило 0,89 % вместо 0,75 %, допускаемых
стандартом, в другом содержание хрома составило
0,51 % вместо 0,55 %, установленных стандартом.
Таким образом, металл пролетного строения моста по
результатам испытаний на содержание химических эле-
ментов, неоднородность макроструктуры, по микрострук-
туре и результатам испытаний на растяжение относится
к марке 15ХСНД и не обладает особенностями, которые
могли вызвать разрушение пролетного строения.
В результате анализа всех материалов установлено,
что обрушение неразрезного стального пролетного строе-
ния моста произошло в результате хрупкого разрушения
стальных конструкций, возникшего вследствие крайне
неблагоприятного сочетания следующих факторов: на-
ступления резкого похолодания до необычно низкой для
данного района температуры (—42 °C и ниже в пойме
реки); наличия существенной неоднородности применен-
ной в конструкциях стали по хладноломкости (с выпада-
ми значений ударной вязкости значительно ниже требо-
ваний проекта); динамичного воздействия временной
нагрузки, проходившей по мосту с недозволенной скоро-
стью (30 км/ч вместо 10 км/ч); нарушения других требо-
ваний действующих нормативных документов.
Министерству строительства и эксплуатации автомо-
бильных дорог РСФСР было рекомендовано обследовать
эксплуатируемые сварные металлические мосты, постро-
енные в 60-е гг. с целью выявления пролетных строений,
не обладающих достаточной прочностью при низких
температурах, а в зимние периоды при эксплуатации мо-
стов с металлическими сварными пролетными строения-
ми проектировки 50-х—60-х гг. ограничивать временные
нагрузки в соответствии со специальной инструкцией.
Одновременно Министерству транспортного строительст-
ва и Министерству путей сообщения было рекомендова-
но в пересматриваемой главе СНиП по проектированию
мостов и труб отразить более жесткие нормы обеспече-
ния хладностойкости сталей, применяемых для изготов-
ления сварных пролетных строений автодорожных мо-
стов.
Глава VI. ОБРУШЕНИЕ СКЛАДА
ГОРНО-ОБОГАТИТЕЛЬНОГО КОМБИНАТА
В апреле 1965 г. в процессе эксплуатации произошла
авария на складе влажного концентрата горно-обогати-
тельного комбината.
Склад влажного концентрата комбината представля-
ет собой здание пролетом 42 м и длиной 348 м (рис.
105). Несущими конструкциями склада служат сталь-
ные трехшарнирные арки пролетом 42 м и высотой
17,34 м. По верху арок по оси здания расположена про-
дольная конвейерная галерея шириной 8 м и высотой до
конька крыши 10 м. Между осями 8—10 и 21—28 к про-
дольной галереи примыкают поперечные конвейерные
галереи, по которым поступает концентрат из корпуса
мокрой сепарации.
Стены склада выполнены из керамзитобетонных па-
нелей по стальному фахверку. Фундаменты арки —от-
дельно стоящие, монолитные железобетонные. Размеры
подошвы фундаментов 4,1X6,5 м, глубина заложения
6,2 м (от отметки условного нуля).
Внутри цеха вдоль опор арок устроены железобетон-
ные лотки для стока воды, выделяемой концентратом.
Вода из лотков поступает в сборные колодцы и отводит-
ся из них в канализацию хвостового хозяйства.
Геологическое строение площадки следующее:
четвертичные отложения — суглинки макропористые
просадочные, залегающие на глубину 3,8...5,2 м;
элювий верхнего палеогена — зеленовато-серые гли-
ны, влажные, пластичные с прослойками мелкозернисто-
го водонасыщенного песка, залегающего на глубину
6,4...7,3 м;
верхний палеоген — оливково-зеленые глины с тонки-
ми прослойками мелкозернистых песков, залегающие на
глубину 6,4...7,3 м. Толщина слоя палеогеновых глин
12... 15 м при абсолютных отметках кровли этих глин
173—173,69.
Грунтовые воды в июле — октябре 1954 г. имели уро-
вень зеркала на глубине около 3 м от поверхности зем-
ли, что соответствует отметкам примерно 177,5—177,7.
Основанием фундаментов приняты зеленовато-серые
глины с расчетным сопротивлением грунта 0,3 МПа. На
верхние слои грунта площадки проектным заданием рас-
четное сопротивление грунта рекомендовалось на глуби-
не 2 м 0,1...0,2 МПа.
— 303 —
/4

105, Склад влажного концентрата
/ — стальные трехшарнирные арки; 2 — керамзитобетонные панели; <? —кон-
вейерные галереи; 4 — пандус; 5 — концентрат; 6 — бетонный пол толщиной
300 мм; 7 — фундамент после смещения
За 1954—1965 гг. гидрогеологические условия пло-
щадки претерпели некоторые изменения, главным из ко-
торых является подъем уровня грунтовых вод примерно
на 1,5 м, т. е. до отметки 179,00—179,20.
По показаниям очевидцев, авария склада в участке
поперечных осей 7—14 началась следующим образом:
12 апреля 1965 г. в пролете осей 13—14 по ряду А лоп-
нула и упала горизонтальная металлическая связь меж-
— 304 —
ду арками. Затем был слышен характерный треск рву-
щегося металла и звон падающих стекол из переплетов
фонаря. Призма сложенного в складе концентрата сохра-
няла свою форму. Снаружи появились прогиб конька
кровли и деформация стен по ряду А и И между осями
9—11. В кирпичной кладке стен подстанции у ряда А ме-
жду осями 11—13 появились трещины и выпучивание
грунта у отмостки стен. В это время производились на-
блюдение и замер продолжающихся деформаций скла-
да. Наблюдалось продолжающееся смещение опор арок
по ряду А, искривление галереи над складом и появле-
ние трещин в конструкции галереи № 21, опирающейся
на склад между осями 8 и 9. В 11ч был произведен гео-
дезический замер горизонтальных смещений наружных
стен в доступных для этого точках оси 10—11 ряда А.
В 13 ч произошло сползание гребня призмы концентрата,
а в 14 ч обрушились конструкции галереи № 21 из-за
потери опирания на верхней галереи склада. Выпучива-
ние грунта у стен по ряду А от оси 8 до оси 13 и дефор-
мация конструкций происходили наиболее интенсивно с
9 до 15 ч, после чего стали заметно затухать.
Таким образом, с 12 по 17 апреля происходило гори-
зонтальное смещение фундаментов трехшарнирных арок
склада влажного концентрата от проектного положения.
Максимальное горизонтальное смещение фундаментов по
ряду А на участке 7—14 с наибольшим на участке меж-
ду осями 9—11 достигло 4660 м.
К концу развития максимальных горизонтальных де-
формаций фундаментов образовался выпор грунта меж-
ду осями 7 и 13. Максимальная высота выпора грунта
между осями 10 и И по ряду А составила 2,35 м при ши-
рине вала 6 м. Основание откоса вала грунта отстояло от
смещенной наружной стены на расстоянии около 5 м.
Одновременно с развитием горизонтальных переме-
щений фундаментов и выпором грунта произошло опол-
зание откоса насыпи влажного концентрата.
Заметных деформаций фундаментов трехшарнирных
арок с северной стороны склада обнаружено не было.
Причиной аварии склада влажного концентрата яв-
ляется потеря устойчивости основания штабеля влажно-
го концентрата, т. е. недостаточная несущая способность
основания для восприятия действующих нагрузок. Несу-
щая способность основания снизилась в результате подъ-
ема уровня грунтовых вод и перерезывания слоев грунта
устройством сплошных траншей для заложения фунда-
20—843
— 305 —
ментов, засыпанных с недостаточным упрочнением
грунта. Недостаточность несущей способности основания
характеризует следующие данные. Расчетное сопротивле-
ние грунта на глубине 2 м проектным заданием рекомен-
довалось принимать 0,15...0,2 МПа. Среднее же давле-
ние от штабеля влажного концентрата составляло
0,26 МПа, а максимальное—0,58 МПа.
В условиях столь больших нагрузок, которые испы-
тывает грунт, устройство сплошных траншей для возве-
дения фундаментов под арки, перерезавших слои ес-
тественного сложения, усугубленное недостаточным
уплотнением грунта при обратной засыпке, ухудшило со-
противление основания выпиранию грунта под штабель.
Потеря устойчивости основания штабеля вызвала ка-
тастрофические горизонтальные смещения фундаментов,
захваченных массивом выпираемого грунта.
Потеря устойчивости основания с южной стороны
склада объясняется оттаиванием грунта, который в зим-
ние месяцы повышал устойчивость основания.
Обводнение участка территории склада со стороны
происшедшего выпора (по ряду А), промоины и просад-
ки грунта возникли из-за отсутствия требуемого по про-
екту организованного отвода поверхностных вод, а так-
же в связи с поступлением технологических вод от ох-
лаждения оборудования из корпуса сушки.
Авария произошла вследствие совокупности причин,
основными из которых являются следующие:
при проектировании склада расчет основания по де-
формациям от воздействия штабеля концентрата не про-
изводился, несмотря на значительные давления на грунт,
доходящие до 0,5 МПа;
при проектировании не учтено влияние нагрузки от
штабеля на фундаменты арки и отсутствует расчет осно-
вания на устойчивость;
не учтены возможности колебания уровня грунтовых
вод в процессе эксплуатации сооружения и необходи-
мость в водозащитных мероприятиях, предотвращающих
поднятие уровня грунтовых вод;
отсутствие мероприятий по организованному отводу
поверхностных и технологических вод;
устройство сплошных траншей под фундаменты опор
арки, перерезавших слои естественного сложения, без
необходимых мероприятий по уплотнению грунта при об-
ратной засыпке траншей, что ухудшило сопротивление
основания выпиранию грунта.
— 306 —
Можно сделать вывод, что в данном случае не были
произведены необходимые расчеты оснований как по де-
формациям, так и на устойчивость, требуемые нормами
и техническими условиями проектирования естественных
оснований зданий и промышленных сооружений, а также
не учтены возможные колебания уровня грунтовых вод
в процессе эксплуатации.
В действовавших в то время нормах указывалось, что
глубина заложения фундаментов должна назначаться с
учетом геологических и гидрогеологических условий
строительной площадки (виды грунтов и их физическое
состояние, уровень грунтовых вод и возможные колеба-
ния и изменения его в период строительства и эксплуа-
тации зданий и сооружений).
Описанная авария служит примером того, к каким
последствиям может привести игнорирование требований
нормативных документов при проектировании оснований
и фундаментов зданий и сооружений.
Авария причинила материальный ущерб, оценивае-
мый ориентировочно в' 600 тыс. руб.
Для предотвращения новых явлений потери устойчи-
вости основания склада влажного концентрата были
разработаны и рассмотрены несколько вариантов усиле-
ния склада.
Из рассмотренных вариантов признано целесообраз-
ным произвести усиление путем забивки свай с устрой-
ством ростверков внутри склада как у опор, так и под
штабелем концентрата. Одновременно было признано це-
лесообразным дополнительно рассмотреть вариант уси-
ления, рекомендованный НИИ оснований и подземных
сооружений Госстроя СССР. Этот вариант сводится к
устройству сплошной шарнирной железобетонной плиты
(толщиной 40...50 см) с зубьями по краям. Сплошная пли-
та, по предложению института, может воспринять гори-
зонтальный распор от штабеля, а зубья повысят сопро-
тивление основания от выпирания. Для уменьшения влия-
ния гидродинамических сил на прочность основания ре-
комендовано под плитой устроить дренирующий слой из
крупнозернистого песка толщиной 25 см.
В целях понижения уровня грунтовых вод и упрочне-
ния грунтов было признано необходимым пересмотреть
проект ливневых стоков, предусмотрев строительство за-
крытых ливнестоков. Было признано целесообразным ор-
ганизовать систематическое геодезическое наблюдение
20*
— 307 —
за осадками и деформациями оснований и конструкций
здания склада влажных концентратов.
Проектным организациям было поручено проверить
расчетами устойчивость конструкций и оснований в дру-
гих складах хранения сыпучих тел на данной площадке,
используя при этом уточненные характеристики прочно-
стных свойств грунтов.
Принятая в проекте склада конструкция пола из не-
армированного бетона марки М 100 толщиной 30 см не
рассчитана на нагрузку от штабеля влажного концент-
рата и на подвижную нагрузку от тяжелого экскаватора,
обслуживающего склад.
Причины аварии склада влажного концентрата были
рассмотрены научно-техническим советом Госстроя
СССР. Установлено, что основной причиной аварии скла-
да является потеря устойчивости основания штабеля
влажного концентрата, обусловленная значительной на-
грузкой и сравнительно большими темпами ее нараста-
ния. В результате этого потерявшая устойчивость масса
грунта основания штабеля захватила фундаменты несу-
щих конструкций склада и сместила их на расстояние
до 4,66 м. Деформация металлических несущих конструк-
ций склада повлекла за собой обрушение примыкавшей
металлической конвейерной галереи. Фактором, способ-
ствующим потере устойчивости основания штабеля, мог-
ло быть также наблюдаемое повышение на территории
цеха уровня грунтовых вод (приблизительно на 1,5 м),
неорганизованного стока поверхностных вод и замачива-
ния грунта водой, стекающей с влажного концентрата
через трещины в бетонном полу.
Рассматриваемая авария могла быть предотвращена,
если бы при разработке проекта склада были выполнены
требования действовавших в то время НиТУ.
НТС было также рекомендовано при проектировании
таких складов на глинистых грунтах проработать ряд
конструктивных вариантов усиления основания штабеля,
в том числе вариант НИИ основания с устройством шар-
нирной железобетонной плиты с зубом по контуру плиты
и уплотнением основания с помощью вертикальных дрен.
Выбор вариантов должен производиться на основе тех-
нико-экономических сравнений.
В целях предотвращения подобных аварий на дейст-
вующих предприятиях было рекомендовано проверить
устойчивость основания всех аналогичных эксплуатируе-
мых сооружений с большими нагрузками с учетом фак-
— 308
тических гидрогеологических условий. Было рекомендо-
вано усилить службу технической эксплуатации, обратив
также внимание на надлежащее содержание коммуни-
каций.
НТС также отметил, что на территории горно-обога-
тительного комбината до рассматриваемой аварии наб-
людались аналогичные явления потери устойчивости ос-
нования отвалов пустых пород и открытых складов ру-
ды. Указанные факты должны были насторожить про-
ектную организацию, однако никаких поверочных расче-
тов устойчивости основания штабеля влажного концен-
трата в складе, потерпевшем аварию, не производилось.
Глава VII. РАЗРУШЕНИЕ
ОГРАДИТЕЛЬНОГО МОЛА
В феврале 1978 г. в результате сильного шторма был
разрушен начатый строительством в 1973 г. мол, ограж-
дающий гавань порта Синиш в Португалии1 (рис. 106).
Этот мол — один из самых крупных сооружений подоб-
ного типа. Мол предназначался для защиты порта от
океанской волны и для прокладки нефтепроводов. Тело
мола запроектировано откосного типа и отсыпано из
горной (карьерной) смеси в виде несортированного кам-
ня с укреплением откосов крупным камнем.
Со стороны океана поверх камня уложен верхний
слой из крупных бетонных блоков (без армирования)
массой 42 т. Бетонная надстройка включает парапет с
криволинейным очертанием волноотбойной стенки. Вдоль
надстройки проходит автомобильная дорога и уложены
нефтепроводы, которые подходят к трем нефтепричалам,
примыкающим к молу и построенным на основании из
колонн-оболочек. По данным наблюдений высота волны
в районе мола 8... 10 м, но может достигать 13 м.
В результате воздействия штормовых волн были раз-
рушены крепления из крупных бетонных блоков по всей
1500-метровой длине мола и большая часть бетонной
надстройки.
Несмотря на то что сооружение запроектировано в со-
ответствии с принятой практикой и нормами, оно все же
1 Гражданское строительство (пер. с англ.), 1982, № 3. Журнал
Американского общества гражданских инженеров, с. 11—16.
— 309 —
не выдержало шторма, что вызвано неудовлетворитель-
ным использованием исходных данных и методами рас-
чета. Проект мола, строящегося на большой глубине и
находящегося под воздействием океанских волн, разра-
батывался на основе методики, принятой для расчета от-
носительно небольших оградительных сооружений при
меньшей глубине воды. Недостатком, проекта является
также сложное сочетание слоев материалов, образующих
тело мола. При строительстве на больших глубинах
трудно не только обеспечить требуемую проектом после-
довательность укладки материалов, но и контролировать
эту работу.
Экспертиза проекта отмечала чрезмерно крутое
(1 : 1,5) заложение откоса со стороны открытого склона.
Головная часть мола с откосами 1 : 2 оказалась повреж-
денной меньше, чем тело мола на остальной длине.
Статическое напряжение в блоках, возникающее от
действия массы, обычно пропорционально их длине.
Иными словами, чем длиннее такой блок, тем больше в
нем возникает напряжения. Имеется предел размеров
блока, при котором он уже не может выдержать напря-
жения от собственной массы. Кроме того, существует и
предельная нагрузка для блока, находящегося в нижней
части наброски, когда его масса и масса расположенных
над ним блоков превышает сопротивление материала
блока.
Для предотвращения случайных перемещений блоков
проектом было рекомендовано проверить способ уклад-
ки блоков с помощью модельных испытаний и обеспечить
тщательную укладку этих блоков в сооружение в приня-
той последовательности, непрерывно контролируя эти ра-
боты. Результаты нерегулярно проводимых исследований
волнового воздействия на моделях мола были получены
уже после завершения проекта. В процессе исследований
не проверили эффект группирования волн, который на-
блюдался в натуре в районе строительства мола. Во вре-
мя исследований не анализировалось и не учитывалось
явление рефракции (изменение, искривление) волн. Кро-
ме того, на модели не было воспроизведено подобие
структурного защитного слоя из крупных бетонных бло-
ков. Все это объясняется недостатком опыта у специали-
стов, осуществляющих модельные исследования.
Большие сомнения вызвало применение плавучих
кранов для укладки крупных бетонных блоков в проект-
ное положение при неспокойном океане. Проектные ор-
— 310 —
106. Порт С и ниш и мол, защищающий гавань
/ — танкер грузоподъемностью 500 тыс. т; 2 — то же, 350 тыс. т; 3 — то же,
100 тыс. т; 4 —« танкер для сжиженного газа 4,5 тыс. т; 5, 6 — причалы неф-
тепродуктов; 7—танкер грузоподъемностью 12 тыс. т; 8 — то же, 20 тыс. т;
9 — причалы нефтехимического комплекса; 10 — причалы сырой нефти; 11 —
причалы генеральных грузов; 12 — судно грузоподъемностью 45 тыс. т; 13 —
то же, 150 тыс. т; 14 — то же, 250 тыс. т; 15— то же, 125 тыс. т; 16—то же,
20 тыс. т; /7 —причалы железной руды; 18— камень 3...6 м; 19 — нефтепро-
воды; 20 — волноотбойная стенка; 21 — сортированный карьерный материал;
22 — горная масса (несортированный материал); 23 — камень 0,25...! т; 24 —
бетонные блоки (долосы) 42 т; 25— камень 3...6 т; 26— средний уровень мо-
ря; 27 — камень 16...20 т; 28 — камень 9...20 т; 2.9 — камень 0,5...6 т; 30 —
фильтровый материал; 31 — коренная скальная порода
ганизации рекомендовали выполнять эту работу сухо-
путными кранами. В результате применения плавучих
кранов блоки укладывались не в проектное положение,
— 311 -
а наброской с учетом плотности укладки. Таким образом,
вместо правильного ориентирования каждого фигурного
блока выполнялось только одно требование — определен-
ное число блоков на определенной площади.
Подводное обследование качества укладки блоков
производили довольно редко. По данным обследований,
в результате неправильной укладки блоков на контроль-
ных участках к августу 1977 г. было повреждено 3,5...
16,8% блоков. Практически блоки размещились на отко-
се, как правило, в хаотическом порядке. В соответствии
с проектом не менее 60 % блоков должно быть ориенти-
ровано своей продольной осью в сторону океана. Однако
этот порядок был нарушен. Как недостаток проекта сле-
дует также отметить отсутствие армирования блоков,
что в значительной мере снизило их прочность.
В ряде сечений водонепроницаемость тела мола, вы-
полненного из несортированного камня горной смеси,
оказалась значительно ниже, чем определенная контрак-
том и проверенная на модели. Сниженная водопроницае-
мость мола могла привести к снижению эффекта гаше-
ния волны за счет проникания воды внутрь и увеличить
высоту наката волн на откос. Это в свою очередь могло
отрицательно повлиять на устойчивость фигурных бетон-
ных блоков, защищающих откос. Кроме того, совместное
воздействие волны, накатывающейся по откосу, и воды,
выходящей из каменной наброски от предыдущей волны,
вызывает дополнительные усилия, воздействующие на
каждый отдельный блок. Все это могло вызвать дефор-
мацию блоков и разрушение мола.
Для выявления причин аварии было проведено не-
сколько расследований. Основной вывод одной из комис-
сий заключается в том, что разрушение произошло в
связи с подвижной штормовой волной отдельных кам-
ней массой 16...20 т, уложенных в основании крепления
откосов. После смещения этих камней слой бетонных
блоков деформировался и был разрушен.
Отдельные специалисты считают, что причинами раз-
рушения мола являются: воздействие на сооружение осо-
бо крупных одиночных волн, которые в связи с большой
глубиной воды достигали мола без разрушения, причем
воздействие этих волн на сооружение зависит не только
от их высоты; местное увеличение расчетной высоты вол-
ны в результате явления рефракции волн с большим пе-
риодом (на практике наблюдалось увеличение высоты
волны на 20 % при максимально возможном до 50%);
— 312 —
разрушение фигурных бетонных блоков во время шторма
в результате воздействия чрезмерно высоких волн боль-
шой длины.
Проектировщики считают, что основная причина раз-
рушения мола — неправильная укладка бетонных блоков
и камня, являющихся упором для крепления откоса, а
также слабая организация строительства и технического
контроля.
Подрядчик опровергает такой вывод и заявляет, что
фотодокументы подтверждают правильность укладки и
необходимое взаимное сцепление блоков.
Заключение и выводы официальной правительствен-
ной комиссии сводятся к следующему: основная причина
разрушения крепления — недостаточная прочность бетон-
ных блоков; серьезные ошибки при выборе величины
расчетной волны; конструктивное решение мола можно
считать «теоретическим», поэтому его было сложно осу-
ществить в процессе строительства; при определении вол-
новых нагрузок не было учтено явление рефракции волн;
гидравлическая лаборатория провела исследования на
модели недостаточно квалифицированно; ненадежность
бетонных блоков при работе в таком ответственном со-
оружении; заказчик не обладал ни достаточным опытом,
ни возможностями для руководства при строительстве
такого крупного морского гидротехнического сооруже-
ния; серьезные недочеты в руководстве и проведении
технического надзора за строительством со стороны за-
казчика; гидравлическая лаборатория должна была еще
на стадии проектирования более активно участвовать
в работе.
Ниже приводится описание последовательности воз-
можных событий,- которые привели к разрушению слоя
крепления мола, по мнению группы экспертов Совета по
исследованиям морских сооружений. Эти события уста-
новлены в результате изучения сильно разрушенных
штормовыми волнами бетонных блоков; профиля разру-
шенного мола; результатов модельных исследований с
учетом воздействия случайных, очень крупных волн, вы-
зывающих перемещение блоков; результатов исследова-
ний со специально облегченными блоками. Кроме того,
при составлении заключения использован личный опыт
экспертов по исследованию причин аварий других огра-
дительных сооружений.
На первой стадии шторма, когда высота волн дости-
гала 6 м, некоторые бетонные блоки на участке среднего
— 313 —
уровня воды начали колебаться. Эти фигурные блоки
занимали неустойчивое положение в связи с отсутстви-
ем надежной перевязки и сцепления с соседними бло-
ками. Нужно сказать, что практически невозможно уло-
жить блоки так, чтобы они все были достаточно устой-
чивы. Первоначальная подвижка произошла, когда
более крупная волна разбилась на слое блоков, укреп-
ляющих откос, и проникла в тепло сооружения.
По мере увеличения высоты и периода волн колеба-
ния блоков начали расти. Такие блоки получили ускоре-
ние до достижения орбитальной скорости волны при ее
накатывании на откос. При последующих волнах неус-
тойчивый блок ударял о соседний массив, и в нем или в
обоих блоках возникали значительные растягивающие
напряжения, превышающие предел прочности бетона.
В результате бетонные блоки разрушались, а их об-
ломки выносились из сооружения волнами; при этом об-
ломки ударялись о другие блоки, вызывая их поврежде-
ния. Когда наступил пик шторма и высота волн превыси-
ла 8 м, многие блоки на участке крепления сразу же
ниже уровня воды были разрушены. По мере того, как
обломки первого ряда блоков выносились из сооруже-
ния, такой же процесс повторился со следующим рядом
блоков, в результате чего началось быстрое разрушение
всего слоя, крепления откоса. Обломки блоков в резуль-
тате движения воды и за счет собственной силы тяжести
скатывались с откоса и скапливались у его подножия.
Вследствие этого откос со стороны океана стал пологим.
В результате воздействия штормовых волн слой
крепления блоками в ряде мест полностью разрушен, и
весь материал оказался в нижней части крепления. За-
тем волны начали свою разрушительную работу в под-
стилающем слое камня, смывая камень вниз к подошве
откоса.
В результате непрерывной работы волн начался под-
мыв бетонной надстройки мола, которая наклонилась
вперед. В некоторых местах надстройка, на которой
должны быть приложены нефтепроводы, также разру-
шилась, и часть ее ударами волны была опрокинута в
сторону гавани.
После шторма в феврале 1978 г. мол получил допол-
нительные разрушения в декабре 1978 г. и феврале
1979 г.: в результате воздействия штормовых волн были
разрушены слой крепления из блоков по всей длине мо-
ла и большая часть бетонной надстройки.
— 314 —
Следует отметить, что разрушение мола в Синише и
связанный с этим большой экономический ущерб явля-
ется не единственным случаем в практике портового
строительства. За последние годы отмечен ряд случаев
разрушения оградительных сооружений из массивной
наброски. В перспективе при создании глубоководных
портов целесообразно проектировать их с учетом боль-
ших волновых нагрузок.
ЗАКЛЮЧЕНИЕ
Как видно из анализа причин обрушений, аварии некоторых
строительных конструкций повторяются.
Обрушения стальных конструкций повторяются вследствие
хрупкого разрушения металла, обрушения силосов и силосных кор-
пусов для хранения сыпучих тел из-за грубых дефектов производ-
ства работ и отступлений от проектов, обрушения сборных железо-
бетонных и стальных несущих конструкций покрытий вследствие де-
фектов, допущенных при их изготовлении.
Обрушения крупнопанельных и каркасных зданий из сборных
железобетонных элементов повторяются вследствие несоблюдения
требований по обеспечению жесткости и устойчивости зданий, а так-
же элементарных требований, предъявляемых к монтажу конст-
рукций.
Проблема обеспечения надежности приобретает особую остроту
в связи с возрастающим объемом применения легких несущих и
ограждающих конструкций. Результаты изучения надежности могут
дать значительный технический и экономический эффект. Поэтому
развитие теории надежности является важнейшей задачей строитель-
ной науки и техники. Как указывалось выше, под надежностью в
строительстве принято понимать качества (свойства, способности)
сооружений или их элементов, при которых обеспечена нормальная
их эксплуатация на заданный срок службы. Надежность — это спо-
собность сооружений воспринимать всевозможные воздействия, воз-
никающие в процессе возведения и эксплуатации.
Как показывает анализ аварий и дефектов в строительстве, воз-
действия, приводящие системы или их элементы к отказу или пе-
реходу в предельное состояние, т е. к потере надежности, могут
быть самыми разнообразными. Формами и видами отказов или пе-
реходов в предельное состояние могут быть потеря устойчивости,
чрезмерные деформации, коррозия, обрушение и др.
Надежность строительных систем зависит от многих условий
(о чем говорилось ранее), надежности элементов, составляющих си-
стемы соединений и узлов. В современном строительстве по конст-
руктивным решениям сложились строительные системы: кирпичные
(каменные), крупноблочные, крупнопанельные, каркасно-панельные и
монолитные. Отличительная особенность систем — различное число
элементов, их составляющих, причем наибольшее число элементов —
в крупнопанельных и каркасно-панельных системах и наименьшее —
в монолитных.
Одной из основных задач теории надежности является оценка
надежности и долговечности ее элементов. На основе анализа обру-
— 315 —
шепий систем можно установить, что аварии строительных конструк-
ций являются, как правило, следствием совокупности ряда причин.
Однако основная причина ряда крупных аварий, происшедших
за последние годы, — отказ соединений элементов. Отказы соедине-
ний происходят в крупнопанельных и каркасно-панельных зданиях,
в зданиях, выполненных из монолитных железобетонных конструк-
ций, в магистральных трубопроводах, каменных и металлических
конструкциях.
Полное или частичное обрушение крупнопанельных зданий про-
исходит вследствие неудачных проектных решений и неудовлетвори-
тельного выполнения в натуре платформенных стыков. Отказы бы-
ли вызваны нарушением соосности вертикальных поперечных стен,
что приводит к образованию значительных эксцентриситетов, отсут-
ствием сплошных растворных швов при больших их толщинах (что
особенно опасно при монтаже зданий при отрицательных темпера-
турах), отсутствием заполненных бетоном опорных частей многопус-
тотных панелей перекрытий, а также их различными высотами с ко-
лебаниями 15...20 мм. Отказы произошли в совокупности в отдель-
ных случаях с недостаточной прочностью бетона панелей несущих
стен, а также пространственной жесткостью здания.
В связи с устройством стыков сборных железобетонных колонн
каркасно-панельных многоэтажных зданий без надлежащей сварки
и замоноличивания стыков и сопряжений элементов в совокупности,
с отсутствием необходимой продольной жесткости произошло полное
обрушение этих зданий. Неудовлетворительные проектные решения
и выполнение в натуре сопряжений элементов монолитного шедово-
го покрытия послужило основной причиной последовательного его
обрушения.
Таким образом, надежность системы из последовательно соеди-
ненных элементов зависит от числа и надежности элементов. По-
этому максимальное укрупнение составляющих систему элементов
и тем самым сокращение числа узлов, стыков и сопряжений — основ-
ное условие повышения надежности и долговечности системы.
Разумеется, оптимальное решение системы — равная степень на-
дежности и долговечности элементов и узлов, стыков и сопряжений.
Перенесение операций строительного производства со строек на
предприятия, укрупнение и облегчение строительных конструкций —
основное направление технической политики в строительстве. Мас-
совое производство и широкое применение в строительстве прогрес-
сивных сборных конструкций обеспечило претворение в жизнь основ-
ного направления — повышения технического уровня строительства
и степени его индустриализации.
Расширяя производство и применение сборных железобетонных
конструкций, следует, однако, отметить отсутствие должного внима-
ния к применению монолитного и сборно-монолитного железобетона
и особенно в тех областях, где выполненные из него здания и со-
оружения обладают большей надежностью и долговечностью. В ка-
честве примера можно привести силосные сооружения для хранения
сыпучих тел и другие емкостные сооружения, которые по своему
объемному и конструктивному решению предназначены для выпол-
нения из монолитного железобетона (в них нет проемов, выступа-
ющих частей и элементов). Монолитные сооружения, представляю-
щие собой жесткие пространственные системы, нечувствительны к
осадкам и просадкам оснований. При применении индустриальных
методов и выполнении их специализированными организациями мо-
гут быть достигнуты оптимальные сроки их возведения и надлежа-
щего качества.
— 316 —
При выполнении подобных сооружений сборными с большим
числом элементов, а следовательно, и стыков резко снижается их
надежность и долговечность вследствие осадок и просадок, что не-
избежно при неоднородных грунтах, а также при неравномерных
загрузках силосных сооружений сыпучими материалами. Неизбежны
раскрытия стыков, а следовательно, увлажнения сыпучих материа-
лов. Поэтому выполнение таких сооружений из сборных элементов
ни технически, ни экономически не может быть оправдано. Поэтому
научно-исследовательским и проектным организациям в целях повы-
шения надежности и долговечности строительных систем необходимо
критически оценивать область применения сборных железобетонных
конструкций и в разумных пределах ограничить ее с развитием об-
ласти применения монолитных конструкций.
Повышение качества строительства неразрывно связано с уров-
нем развития контрольно-измерительной техники и состоянием мет-
рологического обеспечения строительства. В современных условиях
строительства измерительная техника и метрологическое обеспечение
требуют более интенсивного развития. Это необходимо для контроля
технологических процессов, количества и качества расходуемых ма-
териалов, использования материальных, топливно-энергетических и
трудовых ресурсов, выполненных работ и изготовленной продукции
(материалов, изделий, конструкций), для оценки эксплуатационных
качеств зданий, сооружений и их элементов.
Высокий уровень развития измерительной техники — один из по-
казателей научно-технического прогресса во всех отраслях народно-
го хозяйства. В условиях непрерывного повышения индустриализа-
ции строительства, внедрения новых конструкций и материалов и
проектных решений, возведения зданий повышенной этажности,
строительства сложных инженерных сооружений, обеспечения эф-
фективности и качества строительства в целом непрерывно возрас-
тает объем контрольно-измерительных операций и повышаются тре-
бования к точности измерений, качеству приборов, лабораторного
оборудования и измерительным процессам.
В последние годы строительные министерства и ведомства, на-
учно-исследовательские и проектные организации несколько улуч-
шили работу по метрологии в своих отраслях, разрабатывают ком-
плексные программы метрологического обеспечения, осваивают про-
грессивные методы испытаний и контроля, создают ведомственные
метрологические службы.
Научно-исследовательские организации Госстроя СССР, Гос-
гражданстроя, Минстройматериалов СССР, Минжилкомхоза РСФСР,
Минтрансстроя и некоторые другие разработали и разрабатывают
эффективные контрольно-измерительные приборы. Так, ЦНИИСК
им. Кучеренко разработал комплекс тензометрических приборов для
испытаний строительных конструкций; НИИСФ — влагомер для
контроля влажности строительных материалов; ЦНИИОМТП — ла-
зерные приборы для разбивочных и планировочных работ, управле-
ния технологическими процессами монтажа и контроля качества
строительных работ; НИИСК — приборы для исследования бетонных
и железобетонных конструкций и натурного обследования их;
НИИОСП — радиоизотопные приборы для контроля плотности и
и влажности грунтов; ВНИИЖелезобетон — объединенные ультра-
звуковые и радиоизотопные приборы для контроля качества бетона
в железобетонных изделиях, конструкциях и сооружениях; Донецкий
Промстройниипроект — приборы для контроля уплотнения грунтов;
Академия коммунального хозяйства им. Памфилова — инструмен-
— 317 —
тальный приемочный контроль отдельных конструкций и элементов
зданий.
Практика показывает, что применение неразрушающих и других
эффективных средств и методов контроля позволяет установить бо-
лее действенную и объективную систему контроля обеспечить объ-
ективную количественную оценку свойств материалов, несущей спо-
собности грунтов, надежности конструкций, а также возможность
высокопрочного монтажа конструкций зданий и сооружений.
Внедрение утвержденных Госстроем СССР государственных
стандартов на ультразвуковые, радиоизотопные, электронные и элек-
тромагнитные неразрушающие методы контроля позволяет контро-
лировать качество сборного и монолитного железобетона, экономить
цемент, металл, а также сократить затраты труда при выполнении
контрольных операций.
Многие строительные организации и предприятия не соблюдают
требований нормативных документов и государственных стандартов
из-за неудовлетворительного состояния и обеспечения контрольно-
испытательными приборами и лабораторным оборудованием. Так от-
сутствуют средства для контроля геометрических размеров форм из-
делий, натяжения арматуры, дозирования составляющих бетона,
расхода цемента, соблюдения режима тепловой обработки, качества
стеновых, нерудных, теплоизоляционных материалов и изделий. Не
применяются необходимые средства по обеспечению требуемой точ-
ности горизонтального и вертикального положения конструкций, на-
дежности заделки стыков термического сопротивления ограждаю-
щих конструкций и ряда других показателей. Все это приводит к
большим непроизводительным материальным, энергетическим и тру-
довым затратам.
Строительству не хватает геодезического инструмента, в том
числе теодолитов, нивелиров, лазерных приставок к ним, приборов
для измерения силы натяжения арматуры и прочности определения
сварных арматурных соединений, лабораторных виброплощадок, вис-
козиметров и другого оборудования для определения характеристик
бетонной смеси, приборов для ультразвукового контроля и др.
В заключение целесообразно остановиться еще на очень важ-
ном вопросе. Иногда комиссии, расследующие причины той или иной
аварии без должного изучения и анализа всех обстоятельств, де-
лают поспешные выводы. Без привлечения соответствующих специа-
листов комиссии порой принимают рекомендации по внесению из-
менений и дополнений в нормативные документы по проектированию
и производству работ без оценки их технической и экономической
необходимости и целесообразности. Практика изучения аварий по-
казывает, что поспешные выводы о их причинах бывают опасны,
а рекомендуемые решения невыполнимы или влекут за собой не-
обоснованное удорожание строительства. А самое главное—не сле-
дует спешить с выводами и лучше их сделать несколько позже, чем
слишком рано.
Тщательное и объективное изучение причин аварий позволит
понять закономерности и условия работы строительных систем и их
элементов, привлечет внимание ученых к решению недостаточно
исследованных проблем в области строительства, проектировщиков
и строителей к недостаткам проектирования и строительства, вы-
зывающим разрушения, устранение которых должно предупредить
аварии и повысить надежность сооружений.
— 318 —
ОГЛАВЛЕНИЕ
Стр,
Введение...................................................  3
Глава I. Обрушение зданий из сборных железобетонных
конструкций .......	  9
Сборный железобетонный каркас многоэтажного здания	9
Крупнопанельные здания.................................  20
Покрытие сталепроволочно-канатного завода ....	61
Глава II. Обрушение железобетонных монолитных конст-
рукций и сооружений .	    68
Железобетонные силосы .........	68
Шедовое покрытие меланжевого комбината ....	91
Глава III. Обрушение металлических конструкций ...	ИЗ
Покрытия производственных и общественных зданий .	ИЗ
Галереи конвейеров .	  189
Стальной резервуар .....................................247
Конструкции гостиницы .	  255
Глава IV. Обрушение стального трубопровода ....	263
Глава V. Обрушение пролетных строений мостов .	.	.	271
Глава VI. Обрушение склада горно-обогатительного ком-
бината .	.	.	.	.................................303
Глава VII. Разрушение оградительного мола ....	309
Заключение ................................................315
АЛЕКСАНДР НИКОЛАЕВИЧ ШКИНЕВ
АВАРИИ В СТРОИТЕЛЬСТВЕ
Редакция литературы по технологии строительных работ
Зав. редакцией Е. А. Ларина
Редактор Л. А. Кашани
Внешнее оформление художника А. А. Олендского
Технический редактор Ю. Л. Циханкова
Корректор Н. П. Чугунова
ИВ № 3257
з набор 18.05.84. Подписано в печать 06.08.84. Т-16836. Формат 84Х 1081/32.
«тип. № 2. Гарнитура «Литературная». Печать высокая. Усл. печ. л.
м. кр.-отт. 16,8. Уч.-изд. л. 18,10. Тираж 60 000 экз. Изд. № A.VI-9816.
'Ге 843. Цена 1 р. 20 к.
Стройизда.т, 101442, Москва, Каляевская, 23а
Владимирская типография Союзполнграфпрома при Государственном комитете
СССР по делам издательств, полиграфии и книжной торговли
600000, г. Владимир, Октябрьский проспект, д. 7