к. в: сахновский,ДЕЙСТВ. ,ЧЛ. АСнА СССР. ПРОФ. Д-Р. ТЕХН. НАУКЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ
КОНСТРУКЦИИИЗДАНИЕ 8-е» ПЕРЕРАБОТАННОЕ
ДопущеноМинистерством высшего образования СССР
в качестве учебника для специальности
промышленное и гражданское строительство
высших учебных заведенийГОСУДАРСТВЕННОЕ ИЗДАТЕЛЬСТВО
•ЛИТЕРАТУРЫ ПО СТРОИТЕЛЬСТВУ, АРХИТЕКТУРЕ
И СТРОИТЕЛЬНЫМ МАТЕРИАЛАММоек в а — 19 59
Рецензенты
кафедра железобетонных конструкций
/московского инженерно-строительного института
имени В. В. Куйбышева
и действ, чл. Академии строительства и архитектуры СССР
проф. д-р техн. наук В. М. КЕЛДЫШНаучный редактор
доц. канд. техн, наук /V #. ТРЕПЕНЕНКОВКнига состоит из двух частей: с первой излагаются общий
вопросы, методы расчета и конструирования элементов желе*
зобетонных конструкций — сборных, монолитных и сборно¬
монолитных, включая и предварительно напряженные; во вто-
рдй части рассматриваются вопросы проектирования наиболее
распространенных в промышленном и гражданском строитель¬
стве железобетонных конструкций и сооружений — обычных и
предварительно напряженных. Приведены также некоторые
решения, распространенные в зарубежной практике.Методы и примеры расчета даны в соответствии с дей¬
ствующими нормами и техническими условиями (НиТУ 123-55
и СИ 10-57), инструкциями и указаниями.Книга допущена Министерством высшего образования СССР
в качестве учебника для специальности промышленное и граж¬
данское строительство высших учебных заведений и мож~т
служить пособием при проектировании.
ПРЕДИСЛОВИЕВ связи с тем, что в области строительства из железобетона в нашей
стране за последние годы произошли значительные изменения — введение
новой методики расчета по предельным состояниям, повсеместное внедре¬
ние сборных конструкций и индустриальных методов строительства, —
существенно изменилось и преподавание в строительных вузах дисциплины
«Железобетонные конструкции». Естественно, потребовалось также
и коренным образом переработать учебник по этой дисциплине.К особенностям нового построения учебника прежде всего следует
отнести то, что сборные конструкции рассматриваются не в конце книги,
в отдельной главе, а последовательно на протяжении всего курса как при
изучении отдельных элементов, так и при рассмотрении конструкций
зданий и сооружений. Затем предварительно напряженные конструкции,
приобретающие все большее значение в строительстве, перенесены (в части
расчета и основ конструирования) из второй части учебника в первую
и помещены непосредственно после описания элементов из обычного
железобетона.Ввиду большого разнообразия современных железобетонных кон¬
струкций в начале первой части учебника (глава II) даны развернутая
классификация этих конструкций и первоначальные понятия об их видах,
что является по существу вступлением в изучение железобетонных кон¬
струкций.Несмотря на то, что основной метод расчета конструкций, принятый
у нас, — это расчет по предельным состояниям, не отпала еще полностью
необходимость в ознакомлении студентов и с другими методами, а именно:
с методами расчета по допускаемым напряжениям и по стадии разрушения,
а также с учетом упруго-пластических свойств материалов (при расчете
по деформациям). Расчет по предельным состояниям обычных и предва¬
рительно напряженных элементов изложен достаточно подробно и под¬
креплен примерами в соответствии с действующими нормами, техническими
условиями и инструкциями.Вторая часть учебника по своему построению резко отличается от
второй части учебника в предыдущих изданиях. Конструкции зданий
и сооружений определенного назначения —сборные, монолитные и сборно¬
монолитные, обычные и предварительно напряженные — рассматриваются
не как прежде — обособленно в разных главах, а совместно, можно
сказать, комплексно, по видам конструкций. Так, кГапример, конструкции
перекрытий или конструкции одноэтажных зданий — сборные, монолитные
и предварительно напряженные — рассматриваются параллельно.Принятый порядок изложения помогает изучающему легче усваи¬
вать учебный материал и ориентироваться в современных железобетон¬
ных конструкциях для правильного их выбора при проектировании.Главам, посвященным изучению современных железобетонных кон¬
струкций, предпослана глава, освещающая общие принципы их проекти¬
рования. В этой главе затрагиваются вопросы типизации и унификации
4Предисловиеконструктивных схем и элементов, а также и приемы проектирования,
обусловливающие индустриальность конструкций.Достаточно подробно представлены конструкции, утвержденные
в последнее время Государственным комитетом Совета Министров СССР
по делам строительства в качестве типовых и нашедшие значительное
распространение в Советском Союзе.Параллельно отмечен и ряд конструкций, распространенных в зару¬
бежной практике и представляющих определенный интерес.Серьезное внимание уделено большепролетным сборным и сборно¬
монолитным конструкциям, обычно предварительно напряженным (бал¬
кам, фермам, оболочкам и др.), которые все чаще применяются взамен
стальных, что дает существенную экономию металла.На протяжении всего учебника освещаются вопросы экономики,
связанные с применением различных видов железобетонных конструкций,
и приводятся некоторые технико-экономические показатели.При разработке учебника, помимо опубликованных литературных
источников; отечественных и зарубежных, использованы работы наших
ведущих научно-исследовательских и проектных организаций — инсти¬
тутов Академии строительства и архитектуры СССР (НИИЖБ, ЦНИИСК
и др.), НИИ по строительству, Гипротиса, Промстройпроекта, Ленин¬
градского Промстройпроекта, Ленпроекта, ЦНИИС МПС, Теплоэлектро-
проекта, САКБ, Гипромеза, ВНИИЖелезобетона, Гипрогидролиза и др.,
а также практический опыт заводов железобетонных изделий и строитель¬
ных организаций.автор
ОСНОВНЫЕ УСЛОВНЫЕ ОБОЗНАЧЕНИЯах — расстояние между хомутами;
F6 — площадь сжатой зоны бетона;Fnp — приведенная площадь по¬
перечного сечения;Fn — площадь сечения ядра;Fа — площадь сечения продольной
арматуры: в изгибаемых эле¬
ментах — растянутой; во вне-
центренно сжатых элемен¬
тах — у грани элемента, наи¬
более удаленной от силы N\
во внецентренно растянутых
элементах — у грани элемен¬
та,ближайшей к силе N; в цен¬
трально сжатых и в централь¬
но растянутых — полная;Г'я — площадь сечения продольной
арматуры: в изгибаемых эле¬
ментах — сжатой; во внецен¬
тренно сжатых элементах —
у грани элемента, ближайшей
к силе N; во внецентренно
растянутых элементах — у
грани элемента, наиболее
удаленной от силы N;Т.0 — площадь сечения всех ото¬
гнутых стержней, располо¬
женных в одной наклонной
к оси элемента плоскости;
F% — площадь сечения всех ветвей
хомутов, расположенных в
одной плоскости, нормальной
к оси элемента;/с» fn — площадь сечения арматуры
при расчете элементов на кру¬
чение соответственно одной,
ветви спирали, одной ветви
дополнительных хомутов, од¬
ного дополнительного про¬
дольного стержня;а,	аг — расстояние от центра тяжести
арматуры Fa, F\ до ближай¬
шей грани сечения;
е9 ё — эксцентриситет продольной
силы N относительно центра
тяжести арматуры соответ¬
ственно fa, Fj
е0 — эксцентриситет продольной
силы N относительно геомет¬
рической оси сечения;5о	— статический момент всей ра¬
бочей (за вычетом защитного
слоя) площади поперечного
сечения бетона относительно
центра тяжести арматуры
соответственно Fa, F'a;1* Общие обозначенияI — длина элемента, пролет;
h — полная высота сечения;Л0 — полезная высота сечения;
hn — толщина (высота) полки та*
врового или двутаврового се¬
чения, расположенной в сжа¬
той зоне при расчете элемента
на прочность, то же, располо¬
женной в растянутой зоне
при расчете элемента на
жесткость;
hn — толщина полки таврового или
двутаврового сечения, распо¬
ложенной в сжатой зоне при
расчете элементов на жест¬
кость;b — сторона квадратного, ширина
прямоугольного сечения или
ребра таврового сечения;Ьп — ширина полки таврового или
двутаврового сечения, распо¬
ложенной в сжатой зоне при
расчете элемента на проч¬
ность; то же, расположенной
в растянутой зоне при рас¬
чете элемента на жесткость;
Ьп — ширина полки таврового или
двутаврового сечения, распо¬
ложенной в сжатой зоне при
расчете элемента на жест¬
кость;U — диаметр круглого сечения;
диаметр стержней армату¬
ры;<2Я — диаметр ядра элемента при
армировании спиральной ар¬
матурой;«с “ диаметр спирали;
х — высота сжатой зоны сечения
при расчете на прочность;
хс — средняя высота сжатой зоны
бетона при расчете на жест¬
кость;Е — относительная высота сжатойзоны бетона = х) *5С — средняя относительная вы¬
сота сжатой зоны бетона
(•-*)«
г — плечо внутренней пары;
s— шаг спирали;
бОсновные условные обозначенияSg — статический момент площади
сечения сжатой зоны бетона
относительно центра тяжести
арматуры
$бN то же> относительно точки
приложения силы N;5а — статический момент площади
сечения всей арматуры отно¬
сительно центра тяжести
арматуры F&;Sa — то же, относительно центра
тяжести арматуры Fa;WH и N — соответственно нормативная
и расчетная продольные силы;МИ и М — соответственно нормативный
и расчетный изгибающие мо¬
менты;Мкр — расчетный крутящий момент;Q — расчетная поперечная сила;
ЯПр —"расчетное сопротивление бе¬
тона при сжатии (призменная
прочность);Rh — расчетное сопротивление бе¬
тона на сжатие при изгибе;
Яр — расчетное сопротивление бе¬
тона при растяжении;
и — соответственно нормативный
и расчетный модули упруго¬
сти бетона при сжатии;Е” и Яа — соответственно нормативный
и расчетный модули упруго¬
сти арматуры;
п — отношение модуля упругости
арматуры к модулю упру¬
гости бетона при сжатии;
оа — напряжение в арматуре при
расчете элементов на жест¬
кость и на раскрытие тре¬
щин;р. и fi/ — коэффициенты армирования(г = ж0 и^' = w);р% и fi'%— процент армирования (ц% =
= jx-100 и jjl'% = ft'. 100);
а — характеристика сечения изги¬
баемых элементов при расче¬
те на жесткость при кратко¬
временном нагружении (<х == 3А. ,Л*\.
й bh„ е6)>Ф — коэффициент, учитывающий
работу растянутого бетона
между трещинами при рас¬
чете элементов на жест¬
кость;qB — полная нормативная равно¬
мерно распределенная на-
грузка (?н = gH + рн);
gB — длительно действующая рав¬
номерно распределенная нор¬
мативная рагрузка;
рн —кратковременно действующая
равномерно распределенная
нормативная нагрузка;0	— коэффициент снижения жест¬
кости при длительном дей¬
ствии нагрузки;Якр — жесткость изгибаемых эле¬
ментов при кратковременном
действии полной норматив¬
ной нагрузки;В — жесткость изгибаемых эле¬
ментов при длительном воз¬
действии нагрузки;/кр — прогиб изгибаемых элементов
при кратковременном дей¬
ствии полной нормативной
нагрузки;/ — то же, при длительном дей¬
ствии нагрузки;/т — расстояние между трещинами;
Oj — ширина раскрытия трещин.2.	Дополнительные обозначения
для предварительно
напряженных конструкцийMl — момент внешних сил по одну
сторону от рассматриваемого
сечения относительно ядро¬
вой точки;М£ — то же, относительно условной
ядровой точки;N0, NH — равнодействующая усилий в
напрягаемой арматуре FHf
fHH в ненапрягаемой арма-тУРе ^а» Р'а соответственно
до и после обжатия бетона;М*б — момент сил обжатия сечения
относительно ядровой точки;М%б — то же, относительно условной
ядровой точки;^пр.^пр. у-нормативное и условное рас¬
четное сопротивление (пре¬
дел прочности) бетона при
сжатии (призменная проч¬
ность);Rl Яи у — нормативное и условное рас¬
четное сопротивление(предел
прочности) бетона на сжатие
при изгибе;#р> Яр. у — нормативное и условное рас¬
четное сопротивление(предел
прочности) бетона при растя¬
жении;Я”, Ян. у — нормативное и условное рас¬
четное сопротивление(предел
прочности или предел теку¬
чести) напрягаемой арма¬
туры;Я”, Яа. у — нормативное и условное рас¬
четное сопротивление(предел
текучести) ненапрягаемой
арматуры;
Основные условные обозначения7Гц9 Fа — площадь сечения соответст- -
венно напрягаемой и ненапря-
гаемой продольной арматуры:
в центрально сжатых и цен¬
трально растянутых элемен¬
тах — всей арматуры; в изги¬
баемых, внецентренно сжа¬
тых и внецентренно растяну¬
тых элементах — растянутой,
расположенной в наиболее
обжатой зоне бетона;Fu, Fa — площадь сечения соответст¬
венно напрягаемой и нена¬
прягаемой продольной арма¬
туры в изгибаемых, внецен¬
тренно сжатых и внецен¬
тренно растянутых эле¬
ментах, расположенной в
менее обжатой зоне бе¬
тона;Fa. х, Fa. х— площадь сечения всей напря¬
гаемой и ненапрягаемой по¬
перечной арматуры (пучков,
проволок, всех ветвей хому¬
тов), расположенной в одной
плоскости, нормальной к оси
элемента;FH.о» ^а.о — площадь сечения всей напря¬
гаемой и ненапрягаемой ото¬
гнутой арматуры (криволи¬
нейных пучков, отгибов и
т. п.), расположенной в одной
наклонной к оси элемента
плоскости;^уш ““ площадь уширений растяну¬
той части сечения;Fб.п» ^0.п> гб.п~ площадь, момент инерции и
радиус инерции приведенного
сечения элемента с учетомарматуры Fa, К, Ft, F'x;Wo, W'e моменту сопротивления для
растянутого краевого волок¬
на приведенного сечения эле¬
мента соответственно без
учета и с учетом пластиче¬
ских свойств бетона растя¬
нутой зоны;гя, гу — расстояния от центра тяжести
приведенного сечения эле¬
мента до наиболее удаленной
ядровой точки сечения, опре¬
деляемые соответственно по
значениям W0 и (гя =Л.’~ Pb.n* 7~Рб.аГРн> Уы — расстояния от центра тяже¬
сти арматуры FH и FH до
центра тяжести приведенного
сечения элемента с площадью
^б. п!о0,	а’ — напряжения соответственно
в арматуре FH и FH до обжа¬
тия бетона либо в момент
достижения бетоном нуле¬
вого напряжения, котороевозникает на уровне той же
арматуры от обжатия и внеш¬
них фактических или услов¬
ных сил:1)	до проявления потерь предвари-
тельного напряжения, является контроли¬
руемым напряжением при натяжении
арматуры на упоры (а0, а0);2)	после проявления потерь предва¬
рительного напряжения, происходящих
до обжатия бетона (а01, а01);3)	после проявления всех потерь пред¬
варительного напряжения (а02, а02);ап — потери предварительного на¬
пряжения в арматуре FH и Fh:1)	происходящие до оконча¬
ния обжатия бетона (аП1);2)	происходящие после оконча¬
ния обжатия бетона (ап2);3)	суммарные (все потерн)
(зП1 + ап2);4)	величина снижения пред¬
варительного напряжения
в арматуре сжатой зоны
при проверке прочности
элемента в стадии предва¬
рительного обжатия и до¬
стижения бетоном услов-
нрго расчетного сопротив¬
ления сжатию (ап3);ан — предварительные напряже¬
ния соответственно в арма¬
туре Fн и FB по окончании
обжатия бетона (аи=о0—по&«■ - ®0 - лаб):1)	до проявления потерь; яв¬
ляется контролируемым
напряжением при натяже¬
нии арматуры на бетон(«н. <»н);2)	после проявления потерь
предварительного напря*
жени я, происходящих до
обжатия бетона (aHj, он );3)	после проявления всех по¬
терь предварительного на¬
пряжения — установившее¬
ся напряжение (^н2»ан2);са, а* — напряжения сббтветственно
в ненапрягаемой арматуре
и F'a, вызванные усадкой
и ползучестью бетона в мо¬
мент достижения им нулевого
напряжения, которое возни¬
кает в бетоне, на уровне той
же арматуры от обжатия
и внешних фактических или
условных сил;Сс — напряжение в арматуре FH
в предельном состоянии эле¬
8Основные условные обозначениямента при разрушении бе¬
тона от сжатия, учитываемое
при проверке прочности;о	б — предварительное напряжение
бетона в произвольном волок¬
не нормального сечения эле¬
мента по окончании его обжа¬
тия:1)	до проявления потерь
предварительного напря¬
жения (аб);2)	после проявления. потерь,
происходящих до обжатия
бетона (аб1);3)	после проявления всех по¬
терь (установившееся на¬
пряжение) (аб2);#1кр» £i — жесткость предварительно
напряженного элемента до
•' погашения внешней нагруз¬кой предварительного обжа¬
тия бетона на растягиваемой
грани сечения, соответственно
при кратковременном и дли**
тельном действии нагрузки;
^окр, В0 — жесткость предварительно
напряженного элемента, ра¬
ботающего в стадии эксплуа¬
тации без трещин в бетоне
растянутой зоны соответст¬
венно при кратковременном
и длительном действии на¬
грузки;^кр» Я — жесткость предварительно
напряженного элемента, ра¬
ботающего в стадии эксплуа¬
тации с трещинами в бетоне
растянутой зоны соответст¬
венно при кратковременном
и длительном действии на¬
грузки.1.	Горячекатаная круглая (ГОСТ 380-51	и ГОСТ 2590-51) — без специального
обозначения.2.	Горячекатаная периодического про¬
филя марки Ст. 5 (ГОСТ 5781-53) — П.3.	Горячекатаная периодического про¬
филя марки 25Г2С (ГОСТ 7314-55 и ЧМТУ
4995-55)— ПЛ.4.	Горячекатаная низколегированная
периодического профиля марки 30ХГ2С
для предварительно напряженных кон¬
струкций (ЧМТУ 5342-55) — ПВ.5.	Холодносплющенная периодичес¬
кого профиля (ГОСТ 6234-52) — ПС.6.	Проволока холоднотянутая низко¬
углеродистая круглая гладкая (ГОСТ
6727-53) — Т.7.	Проволока холоднотянутая угле¬
родистая (высокопрочная) круглая для
предварительно напряженных конструк¬
ций (ГОСТ 7348-55) — ТВ.8.	Проволока холоднотянутая угле¬
родистая (высокопрочная) периодическогопрофиля для предварительно напряженных
конструкций (ЧМТУ 4987-55) — ТП.9.	Проволока холоднотянутая угле¬
родистая (высокопрочная) круглая, сви¬
тая в пряди из нескольких проволок, для
предварительно напряженных конструк¬
ций — ТС.10.	Сталь горячекатаная круглая, под¬
вергнутая силовой калибровке, марок
Ст. 0, Ст. 3 — К.11.	Сталь горячекатаная периодиче¬
ского профиля марки Ст. 5, подвергнутая
силовой калибровке — КП.12.	Сталь горячекатаная низколеги¬
рованная периодического профиля, марки
25Г2С, подвергнутая силовой калиб¬
ровке — КЛ.Условные обозначения видов арма¬
туры проставляются после чисел, обозна¬
чающих диаметр (номер профиля), на¬
пример 5016 (п. 1), 5 0 16П (п. 2),
5 0 16ПЛ (п. 3), 5 0 16ПВ (п. 4) и т.д.Условные обозначения видов арматуры
ВВЕДЕНИЕ1.	СУЩНОСТЬ ЖЕЛЕЗОБЕТОНАЖелезобетон, как показывает само название, представляет собой
сочетание двух различных по своим механическим характеристикам
материалов — железа (стали) и бетона — для совместной работы в кон¬
струкции как одно монолитное целое.Бетон, как всякий камень, со¬
противляется растяжению в зна¬
чительно меньшей степени (в 10—15 раз), чем сжатию.Рассмотрим бетонную балку,
которая при изгибе, как известно,
испытывает выше нейтрального
слоя сжатие, а ниже его — растя¬
жение. Размеры поперечного се¬
чения балки приходится опреде¬
лять из условия работы бетона на растяжение, а прочность сжатой зоны
балки остается недоиспользованной; балка получается тяжелой, «некон¬
структивной». Для уменьшения размеров поперечного сечения балки
целесообразно ввести в растянутую зону такой материал, который мог бы
усилить сопротивляемость ее растяжению (рис. 1). Таким материалом
является железо, а точнее — сталь1.Эффективная совместная работа столь различных по существу мате¬
риалов является возможной и выгодной благодаря следующим их свой¬
ствам.1.	Бетон при затвердевании прочно сцепляется со сталью, и под
действием внешних сил оба материала работают совместно, т. е. смеж¬
ные волокна бетона и стали получают одинаковые деформации. При
этом сталь как более прочный материал воспринимает на единицу пло-'
щади сечения большую величину усилий по сравнению с бетоном, а сле¬
довательно, и при относительно небольшом сечении заключенной в бетон
стали ее влияние будет значительным.Наличие сцепления между обоими материалами является основой
их совместной работы.2.	Сталь и бетон обладают близкими по величине коэффициентами
линейного расширения (для бетона в зависимости от рода заполнителей
от 0,000014 до 0,000007, для стали 0,000012), вследствие чего при изме¬
нениях температуры в составном материале возникают лишь небольшие
внутренние напряжения, исключающие появление опасных деформаций.
В то же время бетон как сравнительно плохой проводник тепла защищает
сталь от резких изменений температуры.3.	Бетон предохраняет заключенную в нем сталь от коррозии, что
доказано опытами и постоянно подтверждается при разборке старых1 В современном железобетоне применяется обычно маркированная сталь, так что
название «железобетон» (а не сталебетон) сохраняется лишь по традиции.Рис. 1
10Введениежелезобетонных сооружений. Это свойство, однако, наблюдается лишь
у цементных достаточно плотных бетонов.Таким образом, в железобетоне при обеспеченной сохранности стали
достигается выгодное использование обоих материалов, причем бетон
воспринимает преимущественно сжимающие напряжения, а сталь —
растягивающие.По способу выполнения все железобетонные конструкции и сооруже¬
ния разделяются на монолитные, осуществляемые на месте,
сборные, составляемые из отдельных элементов, изготовленных
заранее на заводе или на самой постройке, и сборно-монолитные,
представляющие собой целесообразное сочетание сборных железобетон¬
ных элементов и монолитного бетона.2.	КРАТКИЙ ИСТОРИЧЕСКИЙ ОЧЕРК РАЗВИТИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХКОНСТРУКЦИЙЖелезобетонные конструкции по сравнению с конструкциями из
других материалов (камня, дерева, стали) являются новыми. В строитель¬
стве они появились только во второй половине XIX в. Однако, несмотря
на это, железобетон уже получил исключительно широкое распростра¬
нение и имеет свою историю и своих выдающихся деятелей.Когда именно появились первые железобетонные конструкции и кому
принадлежит первая мысль включения проволочного каркаса в массу
цементного бетона, точно неизвестно. Первые подобные конструкции
встречаются в середине прошлого столетия. Так, в 1850 г. француз Ламбо
(Lambot) изготовил лодку из проволочной сетки, обмазанной с обеих
сторон цементным раствором, которая затем была выставлена на всемирной
выставке в Париже в 1855 г. Около этого времени американец Гюатт
(Huatt) производил уже опыты с армированными балками и дал описания
некоторых конструкций, характеризуемых включением железа в бетон.
В 1861 г. француз Куанье (F. Coignet) предложил свои конструкции
перекрытий, сводов и труб, основанные тоже на принципе совместной
работы бетона и железа.Несмотря на это, изобретателем железобетона долгое время считали
парижского садовника Монье (J. Monier) — и только потому, что он первый
взял в 1867 г. патент на изготовление цветочных кадок из проволочной
сетки, обмазанной с обеих сторон цементным раствором, т. е. той же по
существу конструкции, что и лодка Ламбо. За первым патентом последо¬
вали другие — на изготовление резервуаров, труб, плит, сводов и т. п.
Однако, не имея понятия о существе работы своих конструкций, Монье
выполнял их чисто эмпирически, допуская грубые ошибки; например,
в плитах он укладывал сетку посередине толщины, где растягивающих
напряжений вообще ожидать нельзя.Французы, торжественно отметив в 1950 г. столетие железобетона,
тем самым признали приоритет Ламбо, а не Монье.Работы Монье имели весьма ограниченное распространение, и лишь
в 1884 г., когда его патенты были приобретены двумя немецкими строи¬
тельными фирмами, железобетон становится на более твердую почву.
В Германии (инж. Вайс и проф. Баушингер) были предприняты первые
научные опыты по определению прочности, огнестойкости железобетонных
конструкций, сохранности железа в бетоне, силы сцепления железа с бето¬
ном и пр. Тогда же впервые было высказано (инж. М. Кенен) предположе¬
ние, подтвержденное опытами, что арматура (железные стержни) должна
располагаться в тех частях конструкции, где можно ожидать растягиваю¬
щих усилий (рис. 2).
2. Краткий исторический очерк развития железобетонных конструкций 11В 1886 г. Кенен предложил первый метод расчета железобетонных
плит, что существенно подняло доверие к новому материалу и дало тол¬
чок к более широкому распространению железобетона в Германии и в
Австро-Венгрии.Существенное значение для развития железобетона имела предло¬
женная в 1892 г. французским инженером Ф. Геннебиком (F. Hennebique)
новая система так называемых ребристых конструкций
(рис. 3). При этой конструкции стало ненужным применение металличе¬
ских балок, и таким образом был создан метод возведения монолитных
железобетонных конструкций. Геннебик выполнял из железобетона не толь¬
ко плиты и балки и их монолитное сочетание, но также колонны, фун¬
даменты, подпорные стены и пр.; затем
им были введены забивные железобе¬
тонные сваи, получившие сразу боль¬
шое распространение.Время появления предложений Геннебика, т. е. конец XIX в., можно
считать началом первого этапа развития железобетона, характеризуемого
появлением в практике разного рода железобетонных стержневых систем.
С этого же времени повсеместно вошел в употребление и метод расчета
железобетонных конструкций по допускаемым напряжениям, в основу
которого положены законы сопротивления материалов.На этом этапе следует отметить работы исследователей железобетона:
во Франции — Консидера (Considere), в Германии —Мёрша (Е. Morsch),
в Австрии — Залигера (R. Saliger), оказавших существенное влияние на
усовершенствование железобетонных конструкций и еще большее их
распространение. В других европейских странах развитие железобетона
шло главным образом на основе использования французских и немецких
работ.В США строительство из железобетона развивалось благодаря рабр-
там инж. Рансома и специалистов, приглашенных из Германии и Австрии.
В конструкциях мостов большое распространение получила система
Мелана, при которой арматуру железобетона составляют металлические
балки и целые конструкции в виде решетчатых арок и ферм.В противоположность точным и всесторонним научным исследованиям,
проводившимся в Германий и Франции, основное внимание американских
инженеров долгое время было направлено преимущественно на выработку
всевозможных форм стержней для увеличения сопротивления скольжению
их в бетоне. Однако в 1906 г. в США появилась новая конструкция моно¬
литных перекрытий, так называемая грибовидная (Турнера) или безбалоч-
ная, устраиваемая без применения каких-либо балок и получившая
вскоре значительное распространение в России и Западной Европе.
Отметим еще, что только в 1921 г., с большим опозданием по сравнению
с другими странами, вышли первые официальные американские нормы
по железобетону.Рис. 2Рис. 3. Первоначальная конструкция
ребристого перекрытия Геннебика
12ВведениеВ дореволюционной России первые случаи применения железобетон¬
ных конструкций относятся к 1885 г., когда и в Западной Европе они
только что получили признание и практическое осуществление.Вначале распространение у нас железобетона шло очень медленно
как вследствие слабого развития промышленности, так и вследствиеРис. 4. Опытные конструкции 1891 г. (размеры в метрах)недоверия к этому новому виду конструкций со стороны многих инжене¬
ров. Поэтому большая заслуга в деле развития железобетона в России
принадлежит Н. А. Белелюбскому, профессору Института инженеров
путей сообщения, который правильно оценил все значение железобетона
для строительства и был убежденным его пропагандистом среди инжене¬
ров.Под его руководством в 1891 г. были проведены в Петербурге первые
обширные опыты с разного рода железобетонными конструкциями, имев¬
шие целью проверить рациональность самого принципа железобетона
и возможность его применения в разных областях строительства.В присутствии значительного числа представителей разных ведомств
и учреждений были подвергнуты испытанию нагрузкой: железобетонные
плиты (рис. 4, а) пролетами 1, 1,5 и 2 ж, железобетонный свод (рис. 4, 6)
2. Краткий исторический очерк развития железобетонных конструкций 13пролетом 4 Mt труба диаметром 0,71 му цилиндрический резервуар (рис. 4, в)
диаметром и высотой 2 м, шестигранный закром элеватора со сторонами1,5	м и высотой 3 м и сводчатый мост (рис. 4, г) под проезжую дорогу
пролетом 17,08 м. При этом для сравнения результатов опытов плиты
и свод таких же пролетов были исполнены и без арматуры, т. е. чисто
бетонными.Результаты испытаний были весьма убедительными; они показали
большие преимущества железобетона, рассеяли сомнения, имевшиеся
у многих инженеров, и явились толчком к распространению железобетона
в строительстве.Рис. 5. Железобетонный мост на Нижегородской ярмарке (1896 г.)Следует отметить лабораторные опыты А. С. Кудашева* проведенные
им в Киеве в 1898—1899 гг. для изучения работы железобетонных кон¬
струкций. Испытывались модели железобетонных балок пролетом 1 м
и арки пролетом около 3,5 м с двойной арматурой. Тщательно проведен¬
ные опыты привели к выводу, что при расчете железобетонных конструк¬
ций возможно применение гипотезы плоских сечений.В этот начальйый период развития железобетона в России уже был
выполнен ряд заслуживающих внимания конструкций и .сооружений, как,
например, в 1885—1887 гг.—железобетонные перекрытия по металли¬
ческим балкам в городской прачечной Москвы, своды ткацкой 'фабрики
на Реутовских мануфактурах и др.; в 1893 г. — переходные мостики,
бассейн и сводчатые конструкции Верхних торговых рядов (здание ГУМ)
в Москве; в 1896 г. —железобетонный пешеходный арочный мост про¬
летом 45 м на Нижегородской ярмарке (рис. 5).В конце 1898 г. постановлением Инженерного Совета Министерства
путей сообщения было решено применять железобетон на железных
и шоссейных дорогах. Незамедлительно началось широкое применение
Железобетона на многих железных дорогах для путепроводов, мостов,
труб под насыпями, резервуаров, баков и др. О масштабах этого строи¬
тельства можно судить, например, по тому, что на одной только железно¬
14Введениедорожной линии Витебск — Жлобин в 1901—1902 гг. было построено
27 железобетонных путепроводов и мостов общим протяжением 412 пог. м.С 1902 г. земства, особенно южные, также перешли к строительству
железобетонных мостов и труб на шоссейных и грунтовых дорогах. Мосты
строились разнообразных конструкций — балочные, сводчатые, арочные.
На рис. 6 показан мост с безраскосными фермами в Крапивне (Тульской
обл.), построенный в 1900 г.В 1904 г. по проекту инж. Н. Пятницкого и А. Барышникова при
экспертизе Н. А. Белелюбского был построен в Николаеве первый в мирежелезобетонный маяк вы¬
сотой 36 м, со стенками
толщиной 10 см вверху и
до 20 см внизу (рис. 7).В 1905 г. в Петербурге
было построено первое
четырехэтажное железо¬
бетонное промышленное
здание (на месте нынеш¬
ней мельницы имениВ.	И. Ленина), а в 1906 г.
выполнены железобетон¬
ные перекрытия в зданиях
Политехнического инсти:
тута.В разных областях
строительства интерес
к железобетону у русских
инженеров значительно
повысился. Появились и первые труды по железобетону: С. И. Рудниц¬
кого «Железно-цементная конструкция» (1897 г.), Н. А. Житкевича
«Плоские междуэтажные перекрытия» (1900 г.), Б. Н. Акимова «Железо¬
бетон» (1905 г.), под редакцией Г. П. Передерия был сделан перевод
(с французского языка) капитального труда П. Кристофа «Железобетон
и его применение» (1903 г.) и др.Однако официальных норм и технических условий не было. Проф.Н.	А. Белелюбский еще в 1904 г. настоятельно требовал скорейшего
утверждения таких норм для того, чтобы проектирование не носило
случайного характера. Необходимость в этом усугублялась проникно¬
вением из-за границы разнообразных «систем» железобетонных конструк¬
ций и преобладающим характером исполнения железобетонных работ
подрядным способом разными фирмами, которые часто сами разрабатывали
и проекты сооружений.В 1908 г. Министерством путей сообщения были утверждены первые
«Технические условия для железобетонных сооружений», которые в 1911 г.
были заменены новыми техническими условиями с приложенными к ним
«Нормами для расчета прочности железобетонных сооружений». Эти пер¬
вые официальные документы имели существенное значение для развития
железобетона в России.Почти одновременно были выпущены технические условия и другими
ведомствами, которые вели строительство из железобетона, в том числе
и!Московской городской управой (в 1912 г.). Отличие последних техни¬
ческих условий от других состояло в том, что они касались не только
железобетонных, но и железокирпичных, а также и чисто бетонных кон¬
струкций и содержали подробные указания для расчета гражданских
сооружений.Рис. 6. Мост с безраскосными фермами в Крапивне
(1900 г.)
2. Краткий исторический очерк развития железобетонных конструкций 15Что касается вопросов технологии бетона, бетонных и железобетон¬
ных работ, то тогда они разрабатывались главным образом в Петербурге,
в трех механических лабораториях — Института инженеров путей сообще¬
ния (проф. Н. А. Белелюбский), Военно-инженерной академии (проф.
И. Г. Малюга) и Политех¬
нического института (проф.С.	И. Дружинин). В
Москве первая лаборато¬
рия по изучению и испы¬
танию бетонов была орга¬
низована проф. Н. К. Лах-
тиным.Особенно большой
вклад в науку о бетоне
внес И. F. Малюга. В его
труде «Состав и способы
приготовления цементного
раствора (бетона) для по¬
лучения наибольшей кре¬
пости» (1895 г.) впервые
была установлена зависи¬
мость прочности и плот¬
ности бетона от разных
факторов — от содержа¬
ния воды, состава раство¬
ра, степени уплотнения
и др.Появились и ориги¬
нальные конструкции,
предложенные русскими
инженерами; некоторые
из них получили распро¬
странение и за рубежом.Например, Н. М. Абрамо¬
вым была предложена си¬
стема колонн — «бетон в
обойме» из плоских спи¬
ралей для прямоугольных
и других сечений, А. Ф.Лолейтом—колонны с при¬
менением непрерывных хо¬
мутов, В. П. Некрасо¬
вым — колонны с применением сеток («свободных связей») и др. Вопреки
имеющимся в литературе утверждениям, что безбалочные (грибовидные)
перекрытия в Европе впервые были применены в Швейцарии (в 1910 г.),
в действительности приоритет в этой области принадлежит русскому
инженеру А. Ф. Лолейту, который еще в 1908 г. рассчитал, сконструи¬
ровал и построил четырехэтажный склад для молочных продуктов
в Москве с безбалочными междуэтажными перекрытиями1-.Перед началом первой мировой войны русские инженеры широко
и успешно вели строительство бетонных и железобетонных сооружений,
особенно на железных и шоссейных дорогах, а также портовых сооруже-1 М. Я. Ш т а е р м а н, А. М. И в я я с к в б, Безбалочные перекрытия, Госу¬дарственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.Рис. 7. Железобетонный маяк в Николаеве (1904. г.)
а — общий вид; 6 — вертикальный разрез
16Введениений( на Балтийском и Черном морях и во Владивостоке) и фортификацион¬
ных сооружений в крепостях. В портовом и фортификационном строи¬
тельстве у нас имелись значительные достижения в отношении производ¬
ства и механизации бетонных и железобетонных работ.Однако работа русских инженеров-строителей сильно затруднялась
политикой правящих классов России, которые, не веря в творческие силы
русского народа, усиленно насаждали зарубежную культуру и технику,в том числе и в строительстве. В результате строительство промышлен¬
ных объектов и крупных общественных, торговых и складских зданий
нередко сдавалось с подряда иностранным строительным фирмам, преиму¬
щественно немецким и французским.Несмотря на это, русские инженеры оказывали большое влияние
на развитие железобетонного строительства не только в Петербурге
и Москве, но и в других городах России. Известны случаи постройки
русскими инженерами целых комплексов обширных железобетонных
корпусов военных заводов и др.В Петербурге, например, под руководством русских инженеров было
выполнено, помимо промышленных, много. крупных гражданских зда¬
ний: дом № 2 по Малой Садовой улице, дом № 7 на углу Невского прос¬
пекта и улицы Гоголя, здание универсального магазина, ныне Дом
ленинградской торговли, на улице Желябова (рис. 8), гостиница «Астория»
и др. Среди многих промышленных железобетонных сооружений можно
отметить крупнейшие цементные заводы в Новороссийске (рис. 9) и в По¬
дольске под Москвой.В строительстве жилых и общественных зданий в то время уже нахо¬
дили применение железобетонные часторебристые перекрытия и железо¬
кирпичные (армокаменные) перекрытия.Так обстояло дело с теорией и практикой железобетонного строитель¬
ства в дореволюционной России.Рис. 8. Внутренний вид универсального магазина (ДЛТ)
в Ленинграде
2. Краткий исторический очерк развития железобетонных конструкций 17После Великой Октябрьской .социалистической революции задачи,
поставленные перед советским народом партией и правительством, потре¬
бовали усиления промышленного производства, в первую очередь в тяже¬
лой .промышленности. Задача индустриализации страны в свою очередь
делала необходимым широкое развитие строительной промышленности
на новой технической основе.Это способствовало значительному расширению применения железо¬
бетона в гидротехническом, промышленном и гражданском строительстве.Рис. 9. Обжигательное отделение Новороссийского
цементного завода.Еще до начала первой пятилетки (в восстановительный период)
железобетон широко применялся на Волховстрое (1921—1926 гг.) — пер¬
вой в СССР крупной гидроэлектрической станции. Здесь советскими инже¬
нерами были запроектированы и выполнены крупные бетонные и железо¬
бетонные конструкции и сооружения. Главное здание станции (рис. 10)
осуществлено железобетонной каркасной конструкции, с железобетонными
аркадами, поддерживающими путь 130-тонного мостового крана. В главной
понижающей подстанции и во всех вторичных подстанциях также широко
применен железобетон.Волховстрой явился большой практической школой для советских
специалистов по железобетону, в частности для железобетонщиков-гидро-
техников ( П. П. Лаупман| , Г. Н. Маслов и многие другие).По окончании строительства Волховской ГЭС развернулось строи¬
тельство таких мощных гидроэлектростанций, как ДнепроГЭС (1927—
1932 гг.) и Нижнесвирская ГЭС (1928—1934 гг.), которые в основном были
осуществлены также из бетона и железобетона.Постройка Свирской ГЭС впервые в мировой практике велась на
сильно деформируемых грунтах с применением железобетонных конструк¬
ций в подводной части; кроме того, при возведении' главного здания
станции впервые в СССР были применены мощные сборные железобетон¬
ные конструкции (колонны, арки) с металлическими стыками.В начале первой пятилетки были созданы проектные организации
всесоюзного значения, в задачи которых входила разработка проектов
крупных заводов и промышленных комбинатов, причем железобетонные
конструкции часто занимали ведущее место. Наряду с прое*Ы5ь1МИ*оРЕат
18Введениенизациями в стране были созданы научно-исследовательские организации
и лаборатории по строительству, которые вели широкие исследования
и в области железобетонных конструкций (ЦНИПС, затем НИИ-200,Рис. 10. Главное здание Волховской ГЭС.ЦНИИС МПС и др.). В период первой пятилетки были построены крупные
здания цехов на Краматорском машиностроительном заводе, на Днепро-
стали, Запорожстали, Магнитогорском, Ижевском заводах и на многихдругих с применением желе¬
зобетонных рамных и ароч¬
ных конструкций значитель¬
ных пролетов. Широкое при¬
менение нашли также разные
высотные сооружения, вы¬
полняемые в скользящей
опалубке, например зерно¬
вые элеваторы, силосы и
бункеры разного назначе¬
ния, заводские дымовые тру¬
бы, водонапорные башни
и пр.Начиная с 1928 г., в
строительную практику во¬
шли тонкостенные простран¬
ственные конструкции — обо¬
лочки, складки, шатры, ку¬
пола. Из них наибольшее
распространение в покры¬
тиях промышленных зданий получили короткие оболочки с арочными
диафрагмами (рис. 11); они же являлись основным решением для по¬
жарных зон в покрытиях по деревянным сегментным фермам.Тонкостенные покрытия других видов внедрялись в практику сна¬
чала в небольших масштабах, но при строительстве Днепровского алю:Рис. 11. Короткие оболочки с арочными диафрагмами.
2. Краткий исторический очерк развития железобетонных конструкций 19миниевого комбината (1931 г.) получили значительное применение также
длинные оболочки (рис. 12) и складки.Советские ученые много сделали для создания и развития теории
расчета и способов конструирования тонкостенных покрытий, опередивв этой области зарубежную науку, несмотря на несколько более раннее
появление там этих конструкций. На основе теории оболочек, разработан¬
ной проф. В. 3. Власовым , в ЦНИПС под руководством проф. А. А. Гвоз¬
дева были выполнены значительные теоретические и экспериментальныеисследования, приведшие к выпуску первой «Инструкции по проектиро¬
ванию и расчету тонкостенных покрытий и перекрытий» (1937 г.).Первый тонкостенный купол значительного пролета (28 м) был по¬
строен в 1929 г. в Москве для планетария, а в 1934 г. над зрительным
залом театра в Новосибирске был сооружен самый большой в мире по
тому времени гладкий купол диаметром 55,5 м (рис. 13). КонструкцияРис. 12. Длинные оболочки в покрытии промышленного здания.Рис. 13. Здание театра с гладким куполом в Новосибирске.
20Введениекупола была разработана инж. Б. Ф. Матэрипо идее и под руководством
проф. П. JI. Пастернака.Наряду с возведением многочисленных монолитных железобетонных
сооружений значительное применение в промышленном строительстве
с 1929 г. получили сборные железобетонные конструкции. Эти конструкции
не явились чем-то новым, так как они были известны, можно сказать, со
времени возникновения самого железобетона. Но применение их в СССР
в период первых двух пятилеток .сыграло выдающуюся роль в деле успеш¬
ного ввода в эксплуатацию в назначенные сроки многих важнейшихРис. 14. Строительство из сборного железобетона здания завода
«Электропровод»промышленных предприятий. Быстро были введены в строй такие извест¬
ные объекты, как заводы «Электропровод», «Фрезер», «Шарикоподшипник»,
«Калибр», вагонное депо метрополитена в Москве, «Уралмашстрой»
и «Уралвагонстрой» на Урале, ряд объектов в Ленинграде, в Ростове-на-
Дону и других городах страны.Наибольшее применение сборный железобетон нашел в строительстве
легких бескрановых одноэтажных промышленных зданий так называемого
ячейкового типа. Часто из сборного железобетона осуществлялись стойки,
обвязки, балки, а покрытие устраивалось по деревянным (рис. 14) или
стальным фермам.Реже встречается сборный железобетон в промышленных зданиях
тяжелого (пролетного) типа. Однако можно указать на успешное выпол¬
нение сборных конструкций в таких крупных сооружениях, как главное
здание Нижне-Свирской ГЭС, Днепровский алюминиевый комбинат
(рис. 15), где наличие мощных кранов позволило осуществить уста¬
новку элементов весом до 20 т, затем «Уралмашстрой» и «Уралвагон¬
строй».В строительстве многоэтажных зданий сборный железобетон в то
время применялся мало главным образом из-за недостатка на стройках
в подъемно-транспортных механизмах и отсутствия хорошо разработанных
конструктивных узлов. Известны единичные примеры постройки двух-
и трехэтажных зданий (в Москве, Челябинске, Ростове-на-Дону и др.)
и даже одного пятиэтажного здания под Москвой.
2. Краткий исторический очерк развития железобетонных конструкций 21В то время почти все сборные железобетонные элементы зданий и со¬
оружений выполнялись у места постройки в деревянных формах;
только детали малых размеров изготовлялись на небольших пред¬
приятиях, оснащенных простым оборудованием.Для направления научно-исследовательских работ в этой области,
проектирования и изыскания новых решений в области сборного железо¬
бетона при Народном комиссариате тяжелой промышленности было
образовано «Постоянное совещание по сборным конструкциям».Рис. 15. Строительство из сборного железобетона промышленного здания
тяжелого типа с двухъярусным расположением подкрановых путейВ порядке обобщения опыта проектирования и теоретических выводов
была разработана и выпущена в 1933 г. «Временная инструкция по сбор¬
ным железобетонным конструкциям». Многие положения этой инструкции
не потеряли своего значения и до настоящего времени.По массовому применению сборных железобетонных конструкций
в тот период наша страна занимала первое место в мире.К тому же времени относится и начало развития у нас промышленно¬
сти по изготовлению различных железобетонных деталей: ступеней,
подоконных досок, карнизных плит, труб и пр.Для изготовления сборных конструкций и деталей были построены
заводы сначала в Москве и Ленинграде, а затем отдельные цехи или ма¬
стерские при крупных периферийных строительньус трестах.Однако вследствие ряда причин, а также острой дефицитности металла
и цемента сборный железобетон в третьей пятилетке почти уже не приме¬
нялся для каркасов крупных зданий, а находил применение^только в виде
небольших элементов заводского изготовления для перекрытий, покрытий
и пр.В то же время в Западной Европе и США сборный железобетон,
наоборот, начал получать все большее распространение в строительстве,
причем в Германии в некоторых случаях здания возводились даже по
типовым проектам, что приводило к существенной экономии.
22ВведениеПримерно в середине 30-х годов за рубежом были впервые осуществле¬
ны сборные предварительно напряженные конструкций, сначала в виде
небольших элементов (балок, плит, шпал), а затем и большепролетных
балок — цельных и составных, т. е. из отдельных блоков.За начало практического применения предварительно напряженного
железобетона можно принять 1928 г., когда известному французскому
инженеру Фрейссине удалось впервые получить целесообразный кЬнСтрук-
ции этого' рода.' Возникновение у нас предварительно напряженного железобетона
относится к 1930 г., когда проф. В. В. Михайлов начал производить
с ним опыты в. Тбилиси. Вскоре над вопросами теории, конструктивных
форм и изготовления предварительно напряженных железобетонных
конструкций начал работать и ряд других советских ученых — А. А. Гвоз¬
дев, И. Г. Иванов-Дятлов, С. Е. Фрайфельд, С. А. Дмитриев, Э. Г. Ратц,
А. П.' Коровкин и др.В 1943 г. была выпущена первая «Инструкция по проектированию
предварительно напряженных железобетонных конструкций» (проект),
разработанная в ЦНИПС под руководством А. А. Гвоздева. Однако
внедрение в практику предварительно напряженных железобетонных
конструкций встретило на первых порах серьезные затруднения.Значительное применение нашел железобетон в подземном строитель-*
стве —• при постройке метрополитенов и тоннелей разного назначения.
Один из наиболее сложных вопросов — расчет подземных конструкций —
разработан у нас С. С. Давыдовым на основе новейших данных.В связи с широким развитием строительства уже к концу первой
пятилетки возникла проблема экономии строительных материалов И в пер¬
вую очередь — металла.В области железобетона прежде всего повсеместно была Внедрена
электросварка для стыкования арматуры, что принесло до 10% экономии
металла. Позднее было решено перейти на арматуру повышенной прочно¬
сти, получаемую путем холодной обработки мягкой стали, а еще поз¬
же— на арматуру из горячекатаной стали периодического профиля ма¬
рок Ст. 5 и 25Г2С, что давало значительную экономию арматурной стали
(более 25%);Заметная экономия материала была достигнута за счет облегчения
конструкций путем повышения при проектировании допускаемых напря¬
жений в бетоне и стали иди, что то же, снижения коэффициентов запаса
прочности. За короткий срок, с 1921 по 1934 гг., «Нормы и технические
условия проектирования железобетонных конструкций» подверглись
четырехкратному пересмотру и переработке, в результате чего общий
коэффициент запаса прочности в среднем был снижен с 3 до 2. • ‘В 1932 г. было приступлено к пересмотру теории железобетона на
основе идеи, выдвинутой А. Ф. Лолейтом. Это вызвало появление и
ряда других предложений по новой теории железобетона (Я. В. Столя¬
рова, М. Я. Штаермана и др.), различавшихся некоторыми основными
предпосылками.К весне 1936 г., исходя из предложения А. Ф. Лолейта, лабораторией
железобетонных конструкций ЦНИПС под руководством А. А. Гвоз¬
дева была в основном разработана новая теория расчета железобетонных
элементов по стадии разрушения, а в начале 1939 г. были введены в дей¬
ствие и новые НиТУ, обязательные при проектировании, железобетонных
конструкций промышленных и гражданских зданий и сооружений;Выдающуюся роль в создании этой теории расчета железобетонных
конструкций сыграли советские ученые — А. Ф. Лолейт, А. А. Гвоздев,
Я. В. Столяров, В. И. Мурашев, П. Л. Пастернак, В. А. Бушков и др.
2. Краткий исторический очерк развития железобетонных конструкций 23Преимущества метода расчета железобетонных конструкций по
разрушающим нагрузкам, приоритет создания и внедрения которого
принадлежит советским ученым, доказаны. Он оказался проще метода
расчета по допускаемым напряжениям и в то же время он значительно
точнее оценивал несущую способность конструкций; кроме того, этот
метод расчета дает экономию стали, особенно во внецентренно сжатых
и внецентренно растянутых Элементах.Начало теоретических и экспериментальных исследований, связан¬
ных с. разработкой метода расчета по стадии разрушения, примерно
совпадает с началом второго этапа развития железобетона, для которого
характерна широкая разработка и применение тонкостенных простран¬
ственных и предварительно напряженных железобетонных конструкций.Из Зарубежных исследователей, сыгравших большую роль в развитии
упомянутых конструкций, особо должны быть отмечены Элерс и Дишингер
(Германий), Фрейссине (Франция) и Маньель (Бельгия). Первые два
ученых известны своими работами в области исследований разного вида
тонкостенных оболочек, складок и куполов, а вторые два ■—в области
предварительно напряженных конструкций.О развитии у нас тонкостенных пространственных и предварительно
напряженных конструкций было сказано выше.Параллельно с созданием нового метода расчета советские ученые
и инженеры — работники ЦНИПС, Гипротис, Промстройпроекта,
НИИ-200, ЦНИИС МПС и других организаций — положили много
труда на разработку технических условий, инструкций, указаний и дру¬
гих документов длй достижения единообразий в проектировании различ¬
ных железобетонных конструкций: рам и каркасов, безбалочных пере¬
крытий, тонкостенных покрытий и перекрытий, конструкций с жесткой
арматурой, со сварными каркасами и сварными сетками, предварительно
напряженных конструкций и многих других.Методы производства железобетонных работ, применявшиеся в доре¬
волюционной России, в большинстве кустарные, не отвечали новым огром¬
ным масштабам промышленного и гражданского строительства в период
восстановления и реконструкции народного хозяйства СССР. В годы
первых двух пятилеток в этой области были достигнуты весьма значитель¬
ные успехи.•	Прежде всего работами советских ученых Н. М. Беляева, Б. Г. Скрам-
таева, И.- П. Александрина и др. была создана новая технология бетона;
разработаны методы подбора состава бетона, технология его приготовлений,
приемы, ускорйющие твердение бетона, и пр. Была организована широкая
сеть центральных лабораторий при строительных трестах и полевых
лабораторий на стройках для обеспечения квалифицированного контроля
за качеством бетона.При возведении таких крупных сооружений, ’ как Днепровская
и Свирская ГЭС, системы механизации бетонных и железрбетонных
работ по еврей прогрессивности превосходили принятые на стройках
многих европейских стран. На Свирьстрое (Н. Л. Лукницкий) были
применены пневматическая подача цемента, электрические вибраторы,
мощный промывочно-сортировочный завод с подачей ' заполнителей на
бетонный завод канатной дорогой и др.К числу крупных производственных достижений следует отнести
разработку методов зимнего бетонирования, приоритет по которым при¬
надлежит советским строителям (С. А. Миронов, И. Г. Совалов, В. Н. Си¬
зов и др.): метод «термоса», т. е. выдерживание бетона в зимнее время
без обогрева, длй крупных сечений; метод электропрогрева, пригодный
Для бетонирования зимой конструкций небольших сечений; метод про;
24Введениепаривания бетона в рубашках,, находивший широкое применение во
время войны, и метод бетонирования в переносных тепляках. Эти<методы
позволяют вести железобетонные работы круглый год. Они способствовали
успешному выполнению многих важных объектов в кратчайшие сроки
в суровых зимних условиях.Больнюе значение для возведения железобетонных сооружений
скоростными индустриальными методами имели освоение рациональных
видов инвентарной опалубки (передвижной, скользящей, переставной)
и Использование для армирования конструкций сварных сеток и. кар к а сов.Следует отметить, что, начиная с конца третьей пятилетки, в период
Великой; Отечественной войны и непосредственно после ее окончания,
у нас относительно уменьшилось применение железобетона. .IV Всесоюзная конференция по бетону и железобетонным конструк¬
циям, состоявшаяся в начале 1948 г. в Тбилиси, вынуждена была при¬
знать в своей резолюции, что в силу недостаточной индустриализации
железобетонные конструкции частично уступили место стальным и дере¬
вянным кбнструкциям.Конференция констатировала также, что промышленность железо¬
бетонных изделий — обычных и предварительно напряженных — раз¬
вита еще далеко не достаточно; была подчеркнута недостаточная оснащен¬
ность современным оборудованием некоторых предприятий, выпускаю¬
щих железобетонные сборные конструкции.Однако, начиная с 1949 г. и особенно после постановления Совета
Министров СССР от 9 мая 1950 г. о необходимости снижения стоимости
строительства заметно начало улучшаться положение с железобетонным
строительством. Вместо монолитных тонкостенных покрытий все чаще
стали применять сборный железобетон — в промышленном, а затем и
в жилищно-гражданском строительстве в виде первых каркасно-панель:
ных домов.По сравнению с первыми пятилетками строительство из сборного
железобетона постепенно начало совершенствоваться. Заметно1 стали
примёнять легкий и ячеистый бетон в сборных железобетонных конструк¬
циях.В сборном железобетонном строительстве, кроме значительно более
широкого снабжения строек подъемно-транспортными механизмами для
монтажа; конструкций, определились следующие новые характерные
Особенности: а) развитие принципа укрупнения элементов; б) широкое
применение электросварки при монтаже конструкций; в) стремление
к внедрению в практику предварительно напряженных крнструкций.
Все эти особенности обусловлены необходимостью повышенияс индустриа¬
лизации работ и улучшения использования подъемно-транспортных
механизмов.С созданием первых высокомеханизированных мощных заводов
Железобетонных изделий — Люберецкого и Московского — с поточно¬
конвейерным производством был сделан серьезный скачок в развитии
индустриальных методов жилищно-гражданского строительства.Отставание наблюдалось еще в промышленном строительстве главным
образом в отношении применения предварительно напряженных конструк¬
ций и особенно большепролетных.Благотворное влияние на дальнейшее развитие сборных железобетон¬
ных конструкций оказало постановление Центрального. Комитета КПСС
и Совета Министров СССР от 19 августа i954 г. «О развитии производства
сборных железобетонных конструкций и деталей для строительства».Созванная в 1955 г. Всесоюзная конференция по железобетону и бе¬
тону наметила широкую программу мероприятий по развитию прризвод:
S. Современные области применения железобетона25ства и применения сборных железобетонных конструкций и деталей во
всех областях строительства и по обеспечению предприятий и строек
оборудованием для производства этих конструкций и комплексной меха:
низации железобетонных работ.В настоящее время развитие теории и практики железобетона в СССР
вступило в новый, третий, этап. Для этого этапа развития железобетона
характерен, во-первых, повсеместный переход на индустриальные железо¬
бетонные конструкции, преимущественно сборные — обычные и предвари¬
тельно напряженные, и в необходимых случаях сборно-монолитные и моно¬
литные, во-вторых, переход на новый прогрессивный метод расчета кон¬
струкций — по расчетным предельным состояниям, разработанный совет:
ской инженерной школой.Метод расчета по предельным состояниям наиболее полно учитывает
все основные факторы, влияющие на работу конструкции. Первые предло¬
жения и работы по этому методу были сделаны советскими ученымиН.	С. Стрелецким, В. М. Келдышем, А. А. Гвоздевым и др.3.	СОВРЕМЕННЫЕ ОБЛАСТИ ПРИМЕНЕНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОНАВ настоящее время железобетон находит широкое применение во
всех областях строительства, и в каждой из них выработаны свои
оригинальные формы конструкций.В ряде случаев железобетон по сравнению с каменными или сталь¬
ными конструкциями дает более целесообразные решения, характеризуе¬
мые и более низкой стоимостью, например, при постройке различных
фабрично-заводских, складских и общественных зданий и сооружений;
в силосах, бункерах и резервуарах; в различных водопроводных и кана¬
лизационных сооружениях; в эстакадах разного назначения, путепроводах
и пешеходных мостах над путями железных дорог, в автодорожных мо¬
стах; в фундаментах под прокатные станы и под машины с динамическими
нагрузками, в высоких дымовых трубах, сваях, кессонных основаниях,
подпорных стенах и пр.В области мостостроения железобетон широко используется для
мостов как малых и средних, так и больших пролетов; построены крупные
мосты с арками пролетом до 230 м. В разных местах нашей страны строятся
балочные предварительно напряженные железобетонные мосты пролетом
до 33 м, имеющие весьма существенные преимущества перед мостами из
обычного железобетона в отношении легкости и трещиностойкости.Широкое применение железобетон находит при устройстве набереж-i
ных, гидроэлектрических станций, плотин, шлюзов, доков и других
/гидротехнических сооружений. Объемы бетонных и железобетонных
работ на строящихся крупнейших гидроэлектрических станциях исчис¬
ляются миллионами кубических метров бетона и сотнями тысяч тонн
стали для арматуры.Железобетон с успехом применяется в подземном строительстве при
выполнении таких сооружений, как транспортные, гидротехнические
и другого назначения тоннели, а также при горных разработках—для
крепления шахт и штолен.Затем железобетон используется при устройстве аэродромов, дорог,
столбов (опор) различного назначения для линий электропередач, связи,
освещения, для подвесных дорог и др.В постройке различного рода железобетонных судов и плавучих
доков еще до войны СССР достиг значительных результатов.В строительстве жилых и общественных зданий железобетон всегда
считался малопригодным для устройства наружных стен, особенно в холод:
26ВведениеНОМ климате, Однако и в этой области за последние годы достигнуты боль¬
шие положительные результаты путем использования крупнопанель¬
ных плит.В гражданском строительстве особенно широко распространены
железобетонные междуэтажные перекрытия; среди них имеются конструк¬
ции (панельного типа), отличающиеся высокой индустриальностью.
Нередко применяются и железобетонные покрытия (плоские, наклонные,
сводчатые и купольные), затем лестницы, балконы, эркеры и пр. В железо¬
бетоне выполняются часто также фундаменты, причем в зависимости от
величины нагрузок и качеств грунта они могут быть в виде отдельных
башмаков под колонны, в виде лент под рядами колонн и стенами или
же в виде сплошной плиты под всем зданием.Железобетон широко применяется и в оборонительных (фортифика¬
ционных) сооружениях долговременного характера, а также в полевой
сертификации и МПВО.Перечисленные выше многочисленные виды сооружений становятся
еще более- экономичными при применении современных конструкций
и индустриальных методов производства железобетонных работ.Среди современных железобетонных конструкций имеется большая
группа так называемых предварительно напряженных, которые гаранти¬
рованы от возникновения в них трещин при эксплуатационных нагруз¬
ках. Это ценное преимущество их перед обычными железобетонными
конструкциями достигается путем искусственного обжатая бетона э тех
местах, где под влиянием нагрузки возникают растягивающие усилия.
Предварительно напряженные конструкции обладают и другими ценными
преимуществами, которые подробно освещаются ниже, в главах II и XI.4.	МОНОЛИТНЫЙ, СБОРНЫЙ И СБОРНО-МОНОЛИТНЫЙ ЖЕЛЕЗОБЕТОНЖелезобетонные конструкции в зависимости от их вида, а также
от наличия местных материалов, назначенных сроков выполнения и дру¬
гих условий, осуществляются монолитными, сОдрными или
сбор н о-м ондлитными.Монолитный железобетон применяется во многих областях
строительства. Из него возводятся сооружения, трудно поддающиеся
членению (например, резервуары, бассейны для плавания, бункеры,
тяжелые фундаменты под прокатное оборудование и другие мащины
с динамическими нагрузками, гидротехнические сооружения и др,);
затем одноэтажные и многоэтажные промышленные здания и сооружения,
отличающиеся нестандартностью элементов иди оснащенные тяжелым
оборудованием; далее следует категория сооружений, которые можно
удобно и быстро строить в скользящей и переставной опалубке: силосы,
башни, заводские дымовые трубы и др,; наконец, пространственные
тонкостенные покрытия (оболочки, складки), выполняемые в передвиж¬
ной (катучей) опалубке и т. д.Еще не так давно основными недостатками монолитного железобетона
считалась его трудоемкость и большая затрата лесоматериалов на опалубку
и леса. С индустриализацией опалубочных арматурных и бетонных работ
достигнуто весьма существенное уменьшение этих недостатков и снижение
стоимости монолитных железобетонных конструкций.Индустриальное возведение монолитных железобетонных конструк¬
ций требует прежде всего применения инвентарной опалубки (передвиж¬
ной, скользящей, переставной, а также инвентарной щитовой опалубки),
а для армирования — сварных сеток и сварных каркасов (плоских * и
пространственных — несущих). Затем необходимо наличие кранового
'4. Монолитный, сборный и сб о pm-монолитный железобетонVоборудования (передвижных кранов на гусеничном или автомобильном
ходу), ретонная смесь должна подаваться в соответствии с типом кон¬
струкции передвижными кранами в бадьях, автомобилями-самосвалами,
бетононасосами и др.; уплотнение бетона необходимо производить с обя¬
зательным применением вибраторов и другими совершенными методами.Сборные железобетонные конструкции значительно легче под¬
даются индустриализации, чем монолитные. Возведение сооружения
превращается в монтаж его из заранее изготовленных заводским путем
элементов; отпадает необходимость выдерживать бетон на подмостях.
Кроме того, монтаж конструкций может производиться без специальных
мероприятий и в зимнее время. Поэтому при сборном железобетоне можно
в более короткий срок вводить сооружения в эксплуатацию, что является
важным его преимуществом.При сборном железобетоне, благодаря многократности оборота опа¬
лубки' и применению металлических форм, а особенно благодаря при¬
менению метода вибропроката, достигается снижение трудоемкости и
большая экономия в лесоматериалах.Первоначально сборный железобетон по своим конструктивным
формам почти не отличался от монолитного, но в дальнейшем по мере
совершенствования технологии заводского изготовления конструкций
и изделий сборные конструкции стали принимать свои специфические
формы, отличающиеся от конструктивных форм монолитного железобе¬
тона и обусловливающие меньший собственный вес конструкций.Из сборного железобетона могут выполняться многие здания и соору¬
жения как в промышленном, так и в гражданском строительстве; освоено
возведение и многоэтажных жилых домов.Сборные конструкции особенно выгодны, когда в объекте удается
добиться небольшого числа типоразмеров элементов, повторяющихся
большое число раз.Сопоставляя монолитный железобетон со сборным, кратко перечислим
основные преимущества последнего:1)	широкие возможности индустриализации строительства (заводское
изготовление и механизированный монтаж);2)	возможность осуществления в заводских условиях наиболее эффек¬
тивных конструктивных форм элементов и высокого качества изготовления;3)	широкое использование в заводских условиях наряду с вибрацион¬
ным методом уплотнения бетона таких технологических приемов, как
центрифугирование, вакуумирование, виброштампование, вибрирование
с пригрузкой и прокатка элементов (балок и панелей);4)	удобства предварительного напряжения элементов;5)	возможность производства работ в зимнее время;6)	высвобождение значительного количества (до 50%) рабочих (плот¬
ников);7)	экономия лесных материалов (до 80%);8)	повышение темпов возведения сооружений и более быстрый ввод
их в эксплуатацию.Однако для успешного возведения зданий и сооружений из сборного
железобетона необходимо строго соблюдать ряд условий, к которым
относятся:1)	строгое соответствие конструкций установленной номенклатуре
изделий;2)	наличие соответствующих транспортных и подъемных механизмов;3)	умелое и тщательное выполнение стыков и узлов, обеспечивающих
необходимую устойчивость и жесткость (монолитность) сооружения^;4)	продуманная и четкая организация монтажных работ.
28ВведениеУчитывая отмеченные достоинства сборного железобетона, монолит¬
ный железобетон следует применять только в тех случаях, когда по харак¬
теру конструкции применение сборного железобетона является явно
нецелесообразным или невозможным.С б о р н о-м онолитные конструкции — это целесообразное со¬
четание сборных железобетонных элементов и монолитного бетона, укла¬
дываемого на месте применения.Наиболее выгодными являются сборно-монолитные конструкции со
сборными предварительно напряженными элементами. При этом зачастую
сборные железобетонные элементы образуют сплошную опалубку для
монолитного бетона. К достоинствам этих конструкций относятся по срав¬
нению с монолитными — экономия леса на подмости и опалубку, а в
ряде случаев также стали и цемента, повышенная жесткость и трещино-
стойкость, а также большая быстрота выполнения; по сравнению со сбор¬
ными — возможность достижения большей монолитности конструкций
и упрощения технологии выполнения (за исключением предварительно
напряженных элементов, изготовление которых должно быть централи¬
зовано), а также существенное сокращение расхода стали на стыки и узлы.Однако осуществление сборно-монолитных конструкций, как и моно¬
литных, связано с трудностями работы в зимнее время; они менее инду-
стриальны и требуют большей затраты времени на выполнение по сравне:
нию со сборными конструкциями.Наибольшее распространение эти конструкции должны найти в гидро-j
технических и транспортных сооружениях.5.	ПРЕИМУЩЕСТВА И НЕДОСТАТКИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙК преимуществам железобетона относятся огнестойкость,
высокие механические свойства, значительная сейсмостойкость, долго¬
вечность, относительная быстрота постройки, незначительные расходы
на ремонт, приспособляемость к любым формам, гигиеничность1.1.	Железобетон является одним из наиболее огнестой¬
ких строительных материалов. Как известно, сталь сама по себе не
огнестойка и под непосредственным действием огня сильно деформируется,
что может вызвать обрушение стальных конструкций и связанных с ними
частей сооружения.Бетон с практической точки зрения является огнестойким материалом.
На степень его огнестойкости наибольшее влияние оказывает заполнитель;
лучшими в этом отношении являются базальт, диабаз и особенно шамот
и доменные шлаки.Бетон предохраняет заключенную в нем сталь от быстрого нагрева¬
ния до опасной температуры. Так, при внешней постоянной температуре
1000—1100° арматура нагревается до 550° через 1 час при толщине при¬
крывающего слоя бетона 2,5 см и через 2 часа при слое 5 см.Практика показала, что правильно сконструированное7и~удовлетво-
рительно построенное железобетонное сооружение обычно не разрушается
при пожаре. При пожарах с высокими температурами происходит обезво¬
живание бетона, что резко увеличивает его термическое сопротивление.
Выяснено, что применяемый для защиты арматуры бетонный слой тол¬
щиной 1,5—2 см является достаточным для обеспечения стойкости железо¬
бетонного перекрытия при пожарах средней силы. Для получения кон-1
струкций повышенной огнестойкости защитный слой увеличивается,
до 3—4 см.	,1 Здесь речь идет об обычном железобетоне; о свойствах предварительно напряжен-т,вого железобетона излагается в главе XI.	*
5. Преимущества и недостатки железобетонных конструкций	29Можно указать на результаты пожаров в Петербурге — в 19.09 г.
на фабрике аптекарских товаров и в 1913 г. в складских зданиях. Несмотря
на продолжительность действия высоких температур (5—7 час.), обруше¬
ний железобетонных перекрытий не произошло и. повреждения носили
преимущественно поверхностный характер.■. Однако при очень длительных пожарах из-за достижения арматурой
относительно высокой температуры (даже 350—500°) может произойти
разрушение и железобетонного здания. Тому примером может служить
складское здание в Риге, служившее для хранения льна и разрушив¬
шееся в результате длительного пожара.: 2. Сопротивление железобетона атмосферным и химическим влияниям
в общем такое же, как и обыкновенного бетона. Что же касается с о п р о-
т и в л ения механическим воздействиям, то оно зна¬
чительно превосходит сопротивление обыкновенного бетона и зависит
как от качества самого бетона, так и от количества, прочности и распо¬
ложения содержащейся в нем арматуры.. Вследствие наличия арматуры, хорошо работающей совместно с бето¬
ном, железобетон обладает значительной упругостью и лучше, чем обыч¬
ный неармированный бетон, сопротивляется динамическим нагрузкам.
Многочисленные опыты и наблюдения показали, например, что колебания,
возбуждаемые быстроходными машинами с вращающимися частями, не
оказывают вредного влияния на железобетонные конструкции, правильно
рассчитанные на динамические силы. При забивке железобетонных свай
тело последних также не разрушается. Опыт второй мировой войны
показывает, что железобетонные каркасные здания и сооружения отли¬
чаются наибольшей стойкостью при обстреле и взрывах бомб по срав¬
нению со зданиями из других материалов.' Таким образом, железобетон при большой прочности и упругости
по сравнению с неармированным бетоном обладает значительным сопро:
гивлением как статическим, так и динамическим нагрузкам.3.	Важным преимуществом железобетонных конструкций является
их сейсмостойкость, объясняемая их монолитностью и большой
жесткостью. Это нашло подтверждение при землетрясениях большой
силы в Сан-Франциско (США), Мессине (Италия), в Японии и других
местах, когда железобетонные сооружения по сравнению с другими
оказались наиболее стойкими.4.	Более чем 60-летнее существование железобетонных сооружений,
запроектированных и построенных на основе научных данных, может
служить достаточным доказательством долговечности железо¬
бетона. Долговечность во многом обеспечивается тем, что бетон, окружаю¬
щий сталь, защищает ее от коррозии, а прочность самого бетона с течением
времени увеличивается.Отсутствие коррозии арматуры объясняется, во-первых, тем что
плотная бетонная оболочка защищает сталь от доступа воздуха, а во-вто-
рых, химическим действием цементного раствора: цемент при затворении
его водой вследствие гидролитически отделяющейся извести дает сильную
щелочную реакцию, а сталь имеет свойство сопротивляться окислению
в присутствии щелочей.Многочисленные исследования старых железобетонных* конструкций
показали, что арматура в них сохранилась в неизменном состоянии.
Например, в плитах, пролежавших в воде более 6 лет, выступавшие
концы стержней диаметром 7—8 мм совершенно проржавели, между тем
как части, находившиеся-внутри плит, не имели никаких следов коррозии.. Это качество железобетона — защищенность арматуры от коррозии —
является во многих случаях важным его преимуществом по сравнению
30Введениесо стальными конструкциями. Особенно это относится к сооружениям,
подверженным действию дыма, содержащего сернистые соединения;
паровозным депо, переходам над железнодорожными путями и пр.5.	Сравнивая железобетонные сооружения (из сборных элементов)
со стальными по затратам времени, можно заметить, что
время, необходимое для изготовления сборных железобетонных конструк¬
ций на заводе (при современной технологии изготовления, особенно мето¬
дом вибропроката) и для их монтажа, может во многих случаях оказаться
меньшим, чем время, затрачиваемое на изготовление и монтаж стальных
конструкций.К этому надо добавить, что для железобетона требуются только
обычные строительные материалы. Гравий или щебень и песок (составляю¬
щие основную массу бетона по объему) в большинстве случаев являются
местными материалами, а доставка цемента и стали (в виде стержней)
не может вызвать особых затруднений.6.	Расходы на ремонт железобетонных конструкций так
же незначительны, как и на ремонт каменных, и несравненно меньше,
чем на ремонт стальных.7.	Приспособляемость железобетона к любым формам
позволяет удовлетворить самые разнообразные требования в конструктив¬
ном, производственном и архитектурном отношении.8.	В гигиеническом отношении железобетонные конструкции
также имеют преимущества по сравнению с каменными и особенно с дере¬
вянными вследствие отсутствия отверстий, щелей и пр., в которых могли
бы гнездиться паразиты и скопляться пыль. Поэтому железобетонные
конструкции (в ч;астности, перекрытия) особенно целесообразно применять
в таких зданиях, как больницы, школы и пр.К основным недостаткам обычного (тяжелого) железобетона отно^
сятся:1)	значительный собственный вес конструкций (массивность);2)	относительно большие теплопроводность и звукопроводность,
что требует в необходимых случаях дополнительных мероприятий (изо¬
ляции);3)	невозможность проверки количества и расположения арматуры
по окончании бетонирования; имеются удачные попытки просвечивания
конструкций рентгеновскими лучами и существует особый детекторно¬
индикаторный аппарат, но эти способы контроля могут найти применение
только в исключительных случаях;4)	сравнительная сложность работ, требующих квалифицированных
рабочих и специального технического надзора;5)	удорожание производства работ в зимнее время при применении
монолитного железобетона;6)	затруднительность производства усилений и изменений в возве¬
денном сооружении, а также трудность пробивки отверстий, вколачивания
гвоздей, крюков и пр.;7)	возможность появления трещин, отслоений и т. п.Остановимся кратко на последнем недостатке.Трещины могут быть вызваны условиями твердения бетона — его
усадкой или перенапряжением материала (перегрузкой, осадкой опор).Трещины от усадки бетона в большинстве случаев являются поверх¬
ностными и не представляют опасности для прочности сооружения.Трещины от перенапряжения чаще всего появляются в растянутых
частях, реже в сжатых. Трещины в растянутой зоне (изгибаемых кон¬
струкций), не заметные на глаз, появляются при эксплуатационных
нагрузках даже в безукоризненно выполненных железобетонных кон¬
5. Преимущества и недостатки железобетонных конструкций31струкциях; образование их вызывается малой растяжимостью бетона, не
способного следовать за значительными удлинениями арматуры при вы¬
соких рабочих напряжениях. Долголетняя практика железобетонного
строительства показывает, что эти трещины не опасны и не нарушают
общей монолитности железобетона.Трещины в сжатых частях обыкновенно указывают на несоответствие
размеров сечения усилиям сжатия, а трещины у опор балок свидетельствуюто	недостаточности арматуры против действия поперечных сил; первые
опасны для прочности конструкции, вторые могут быть допущены,
но при заметном их раскрытии должны быть заделаны.Отслоения бетона могут быть вызваны ржавлением арматуры, а также
недостаточным механическим уплотнением бетона. В сжатых частях
возможно отслоение бетона вследствие выпучивания стержней, имеющих
слабые поперечные связи, в растянутых — вследствие нарушения сцеп¬
ления арматуры с бетоном.В истории железобетонного строительства известны случаи обруше¬
ния отдельных частей и даже полного разрушения сооружений. Однако
эти случаи нельзя отнести за счет общих недостатков железобетона.
При выяснении причин разрушения всегда обнаруживались допущенные
ошибки, чаще всего в производстве работ, а иногда в расчетах и рабочих
чертежах.Как следует из изложенного, преимущества железобетона столь
значительны по сравнению с его недостатками, что последние не могли
служить препятствием к широкому его распространению во многих обла¬
стях строительства.
Часть первая -
ЭЛЕМЕНТЫ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙГЛАВА I'ОСНОВНЫЕ ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА БЕТОНА, СТАЛИ
И ЖЕЛЕЗОБЕТОНА§ 1. БЕТОН КАК СОСТАВНАЯ ЧАСТЬ ЖЕЛЕЗОБЕТОНАБетон, являясь составной частью железобетона, в каждом частном
случае должен обладать вполне определенными, наперед заданными
физико-механическими свойствами.Краткое изложение физико-механических свойств бетона приводите^
ниже. Что касается выбора составляющих материалов, подбора состава
бетона, необходимой подвижности (консистенции) бетонной смеси, а также
методов приготовления бетона, укладки (уплотнения) его и последующего
ухода, т. е. способов достижения требуемых качеств, бетона, то эти во¬
просы изучаются в курсах «Строительные материалы» и «Технология
строительного производства».1.	Кубиковая прочность бетона и марки бетонаМеханические свойства бетона зависят от ряда факторов: от качества
применяемого цемента, характеристик заполнителей, состава бетона,
водоцементного отношения, а также от способа приготовления бетона,
его укладки и обработки в конструкции.	*За основную механическую характеристику бетона — меру его проч¬
ности — обычно принимают так называемую кубиковую прочность, т. е.
предел прочности при сжатии R кубика1 из бетона рабочего состава с раз¬
мерами сторон 20 см, в возрасте 28 дней.По величине кубиковой прочности бетоны разделяются на марки,
показатели которых принимаются за основные нормативные сопроти¬
вления бетона.«Строительные нормы и правила» (СНиП) устанавливают 10 основных
марок бетона: 35, 50, 75, 100, 150, 200, 300, 400, 500 и 600.При этом тяжелый бетон объемным весом 1800 кг!м.8 и более
может быть всех марок, кроме марки 35, а легкий бетон объемным
весом менее 1 800 кг/м3 — марок от 35 до 200 включительно.Для железобетонных конструкций из тяжелого бетона применение
марки ниже 100 не допускается.В зависимости от вида применяемого цемента и сроков фактического
загружения конструкций разрешается марку бетона устанавливать и при
другом его возрасте, чем 28 дней.Для конструкций, работающих по преимуществу на растяжение,
при специальном обосновании СНиП разрешается дополнительно уста¬
навливать марку бетона по растяжению. При этом подбор состава бетона1 В разных странах приняты другие формы или размеры образцов, например в США
цилиндр диаметром 6* (15,2 см) и высотой 12* (30,5 см).
§ 1. Бетон как составная часть окелезобетона33(Обязательно должен производиться, исходя из заданной прочности при
растяжении.	--rvВыбор марки производится, исходя из технико-экономически* сообра¬
жений.Высокие марки бетона особенно целесообразно использовать в эле¬
ментах конструкций, работающих преимущественно на сжатие, так как
в. этих ‘случаях достигается существенный экономический эффект.Для обычных изгибаемых элементов, как показывают расчеты, сле¬
дует принимать менее высокие марки, так как увеличение прочности
бетона, как будет видно дальше, сравнительно мало повышает прочность
нормально армированных балок.	гПри выборе марки бетона учитываются и другие требования, вызы¬
ваемые условиями изготовления и возведения конструкций, а также их
эксплуатации.	.При рассмотрении в дальнейшем разных видов железобетонных кон¬
струкций этим вопросам уделяется особое внимание.2.	Призменная прочность бетона при сжатии; влияние возраста бетонаНа величину нормативной прочности бетона при сжатии оказывают
влияние, кроме перечисленных выше факторов, также форма и размеры
испытываемых образцов, способ испытания и возраст бетона. ...Многими опытами установлено, что предел прочности при сжатии
формативная прочность) призматического образца	меньше., чемпрочность R кубического образца, и тем меньше, чем больше отношение
вйсоты образца h к стороне его поперечного сечения 6. Так, опыты с образ¬
цами из раствора 1 : 3 при поперечном сечении 7X7 см дали результаты,
приведенные в табл. 1.Т абл ица 1Зависимость отношения R^p/R от соотношения размеров образцаh/b123467,5:Rtp/я10,890,80,760,7*0,68.Как видно, вначале отношение Rnp/R падает быстро, но с дальнейшим
увеличением h/b оно изменяется незначительно. Опыт показал,, что отно-
Ыёииф Rnp/R зависит от марки бетона. Эта зависимость от устано¬
влена эмпирической формулой ЦНИПС (проф. А. А. Гвоздева): грн 	 1 + R п	/Т 14*^пр— 1450 + SR	' ' }Эта формула вполне справедлива для обычных марок бетона (до
марки 300); для более, высоких марок бетона, до получения более точных
данных, -в НиТУ 123-55 принято /?£р — 0,7 R.Для. образцов в виде цилиндра прочность при h — d примерно^ равна
0*9 от прочности кубика, а для цилиндра с отношением Wd = 2 около 0,85
прочности кубика.*	В главе I и далее до конца принята двойная нумерация формул, рисунков и при¬
меров: первая ц^	обозначает номер главы, а вторая соответственно номер
формулы, рисунка или примера (в пределах главы).Такая же,нумерация принята для таблиц приложения (первая цифра обозначает номер
приложения).
34 Глава 1. Основные 'физико-механические свойства бетона, стали и железобетонаРис. !. 1. Характер разрушения бетонного
кубика:а — при 'наличии трения по опорным плоско¬
стям; б — при отсутствии трения.Различная прочность образцов разной формы, как показали опыты,
объясняется влиянием трения, возникающего между гранями образца
и зажимными плитами пресса. Вблизи последних трение создает как бы
обойму и тем увеличивает прочность образцов при сжатии. При уменьг
шении трения посредством смазки (парафином, стеарнвом и др.) характерразрушения меняется (рис. 1.1):
вместо выкалывания с боков
'образца пирамид происходит
раскалывание его по трещинам,
параллельным направлению
действия усилия. При этом
прочнрсть понижается и сбли:
жается по величине для образ¬
цов различной формы. Чем
больше отношение h/b, тем мень<
ше снижение предела прочно¬
сти вследствие смазки.Опыты показали, что для
кубиков разных размеров проч¬
ность тоже различна, а именно:
чем меньше кубик, тем больше
прочность образца. По сравнен
нию с нормальным кубиком со
стороной 20 см прочность кубика со стороной 10 см выше на 9%, а для
кубика со стороной 30 см — ниже на 12%. Объяснение этого явления
следует искать также во влиянии трения по опорным плоскостям при
раздавливании образцов.Большая прочность кубиковых и призматических образцов по срав¬
нению с соответствующими цилиндрическими образцами объясняется
тем, что в первых силы трения,
концентрируясь по углам, более
эффективны, чем в цилиндриче¬
ских образцах, где таких углов нет.Надо еще заметить, что проч¬
ность образца при сжатии зави¬
сит и от скорости нагружения:
при быстром загружении проч¬
ность увеличивается; наоборот,
при очень медленном или при
долговременном нагружении проч¬
ность уменьшается до 0,85—0,9
от нормальной.На величину прочности так*
же оказывает влияние многократ¬
ная повторяемость нагрузки, о чем
будет сказано ниже (см. п. 7).С увеличением возраста бетона прочность его также
увеличивается. Как показали опыты, нарастание прочности бетона, хотя
и более медленное, продолжается и после 28-дневного твердения в течение
многих лет, если имеются благоприятные условия твердения — достаточ-1
ная влажность и температура. По характеру кривых рис. I. 2 видно, что
и после 11 лет можно ожидать дальнейшего повышения прочности. Но
если бетон остается сухим, как это часто бывает в действительности, то
обычно по истечении первого года нельзя ожидать сколько-нибудь замет¬
ного нарастания его прочности.Рнс. 1.2. График нарастания прочности
бетона:1 — при 6% воды и влажном хранении; 2 — при
6% воды, 7-дневном влажном хранении и после¬
дующем — сухом; 8 — при 8% воды и влажном
хранении; 4 — при 8% воды» 7-дневном влажном
хранении и последующем — сухом.
$ 1. Бетон как составная часть железобетона35На скорость твердения оказывает влияние вид цемента — его мине¬
ралогический состав и тонкость помола, а также В/Ц (водоцементное
отношение), заполнители и пр.Другие опыты над образцами показали непрерывное увеличение
прочности в течение 20 лет, причем к концу этого срока прочность бетона
увеличилась в 2,5—3 раза против 28-дневной.Существует несколько предложений для установления зависимости
между прочностью R бетона и его возрастом. В этой связи следует ука¬
зать на опыты Пражской лаборатории, которые позволили принять
логарифмический закон, связываю¬
щий прочность бетона R и его воз¬
раст t (в днях):#	= a-f-61g*.	(1.2)где а — прочность бетона в возрасте
одних суток;b — прирост прочности за по¬
следующие 9 суток.Эта формула удобна тем, что при
логарифмической шкале оси абсцисс t
закон выражается прямой линией
(рис. I. 3).Проф. Б. Г. Скрамтаев дает еще более простую формулу для бетонов
на обыкновенном цементе:RT = R2B “ig 28” *	(1*3)где RT — прочность бетона в возрасте Т;Т — возраст бетона в днях.Эта формула дает хорошее совпадение с опытами при Т более 3 дней
и цементах, твердеющих со средней скоростью.3.	Прочность бетона при растяженииНа величину нормативной прочности бетона при растяжении Rl
оказывают влияние те же факторы, которые влияют на прочность бетона
при сжатии, причем неоднородность структуры бетона здесь имеет особенно
существенное значение. Однако различные факторы сказываются на
величинах и R не в одинаковой степени. Так, повышенный расход
цемента увеличивает прочность /?" в значительно меньшей степени, чем R;
например, увеличение расхода цемента на 33% увеличивает R на 28,5%,
а Rp — только на 12,5%. Наоборот, с ростом В/Ц сопротивление разрыву'
понижается, по-видимому, в меньшей степени, чем сопротивление сжатию.На величину Rp оказывают также влияние зерновой'состав заполни¬
теля и вид его зерен. Гравий и песок с округленными гладкими зернами
обусловливают меньшую прочность бетона на разрыв, чем щебень'и песок
с угловатыми шероховатыми зернами. На величине эти условия почти
не сказываются.При сопоставлении показателей прочности для бетонов разных марок
оказывается, что отношение RplR убывает с повышением марки, т. е. бетоны
высоких марок имеют относительно меньшую прочность при растяжении.Действующие стандарты не требуют специальных испытаний бетона
на растяжение и не дают указаний относительно формы и размеров образ¬
цов. Доказано, что для обеспечения достаточно равномерного распределе¬
ния нагрузки по сечению образца последний должен иметь длину, неРис. 1.3. Логарифмический график зави¬
симости R от i.
36 Глава I. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонаменее чем в 3 раза превышающую поперечный размер образца (по середине
его длины); разрывное усилие обычно передается образцу через специаль¬
ные заплечики у концов. Перед испытанием образцы должны быть предо¬
хранены от резких колебаний температуры и влажности, оказывающих
большое влияние на результаты. Разумеется, последние в значительной
степени зависят и от правильности геометрической формы образца и точ¬
ности его установки в машине; незначительный-перекос или эксцентриситет
могут сильно отразиться на величине R%.При этой методике испытания на растяжение прочностные показа¬
тели, вычисленные по формуле получаются весьма условными. Образцынередко разрушаются у заплечиков, где возникают значительные концен¬
трации напряжений. Но и при разрыве между заплечиками найденная
прочность не'менее условна, так как разрыв происходит обычно по поверх¬
ностям соприкасания камневидных составляющих с цементным камнем,
и поскольку эта поверхность совершенно случайная, то разброс значений
получается большой.Как и при сжатии, существенное значение имеет размер поперечного
сечения образца: образцы с меньшим поперечным сечением имеют большие
значения R%.Прочность бетона при растяжении невелика и составляет от % до
У17 (высокие марки) от прочности бетона при сжатии.Нормативные значения Rp установлены в зависимости от марки бетоца.
С повышением марки относительная прочность при растяжении падает.
В основу определения Rp положена зависимость, предложенная Ферэ:Rl=^VW,	(1.4)которая дает хорошее совпадение с данными опытов.Для повышения прочности бетона при растяжении существует не¬
сколько способов; лучшими являются те, которые увеличивают плотность
бетона* Наиболее простым способом является надлежащий подбор состава
бетона с применением цементов высокой прочности, затем полезна примесь
разных добавок — пуццоланов, трассов, а также тонко измельченных
каменных материалов. Лучшее средство — это хорошее уплотнение бетона
посредством вибрирования, центрифугирования, вакуумирования, вибро-
штампования.4* Прочность бетона при чистом срезе и скалыванииРазличают прочность бетона при чистом срезе и прочность на скалыва¬
ние при изгибе, внецентренном сжатии и пр. Чистый срез в практике
почти не встречается и обычно сопровождается появлением нормальных
сжимающих или растягивающих напряжений большей или меньшей вели-
чины. Этим объясняется трудности/х которыми ■ связан# производство
.точных, опытов по определению прочности бщона при срез§.Можно сказать, что в настоящее время для определения этого вида
прочности бекона мы не располагаем вполне достаточными теоретическими
и экспериментальными данными. Э СНиП также, не дано, значений сопро¬
тивления бетона при срезе.Наялучшим методом испытащщ. на срез следует, считать метод, кото¬
рый был разработан в 1934 г<; в ЦНИПС .(дроф,, А. А, Гвоздевым) дри
изучении сцепления нового бетона со старым V1	А. А. Гвоздев, А. П. В а с и л ь е в,' С. А. Дм и т рае в, Изучение сцеп-
лени я нового бетона со старым,- -изд. ЦНИГК», 1936.
§ 1. Бетон как составная часть железобетона37В этом случае нагрузка на испытываемый образец передается при
помощи мостика, имеющего две йожкй— короткую, жестка связанную
с^мостиком, и длинную в виде качающейся стойки (рис.* I. 4); Короткая
ножка «устанавливается на верхней части образца точно над изучаемым
сечением, длинная ножка опирается на нижнюю часть образца. Нижней
‘поверхностью образец опирается на металлические подкладки, распо¬
ложенные точно под ножками мостика. При таком устройстве положение
срезающей силы точно совпадает, с изучаемым сечением и вместе с тем
достигается устойчивость образца при
испытании.Для определения величины проч¬
ности при срезе Мёрш предложил фор-
мулуу выражающую зависимость ее от
прочности бетона при сжатии и растя¬
жении, а именно:Т = /~^М,	<1.5)т. е. прочность бетона при чистом сре¬
зе равна средней геометрической из
велцчин прочности при сжатии и рас¬
тяжении iЭта формула даёт преувеличенные
результаты. . Для практических расче¬
тов: : пользуются формулойТ = 0,75 //ЗД2. (1.5а)Вопрос о прочности бетона на скалывание при изгибе недостаточно
исследован. Выявлено, что эта прочность значительно превышает (бцдее
чем й 2 раза) прочность бетона при растяжении и увеличивается с повыше¬
нием марки бетона.В то;время как распределение напряжений по площади сечения при
непосредственном срезе считается равномерным, распределение скалы¬
вающих напряжений в бетоне принимается по параболе, как для однород¬
ного тела.Можно привести (по Я. В. Столярову) следующие ориентировочные
соотношения показателей механической прочности бетона:прочность при сжатии (кубиковая)	 #*	прйзйённая ; . .'. .... . : . . . У\ *0,8#„ при чистом срезе	 0,3Я#	\ скалывании . . . . 		 0,2#, „ растяжении			 0,1#5.	Прочность бетона при изгибе; эпюра напряженийБетоннай балка*, подвергнутая изгибу, разрушается вследствие потери
бетоном прочности у растянутого края; первая же трещина в растянутой
зйне приёбдйт кхрупкому!разрушению балки, так как в месте возникно-
веййй трещййы рабо^ая^вьтсоТаГ сечения и момейт сопротивления резко
уменьшаются.Как показали еще старые -ошвдд»; предел прочности- бетона при растя-
&ёнйй\/?ри у растянутого края бетонной балки, вычисленный по обыч¬
ной формуле изгиба (Яри = получается почти вдвое больше предела
прочности /jg при осевом растяжении. В билее поздних опытах отношениеРис. 1.4.
38 Глава I. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонаRpJRl колебалось в пределах 1,69.-2,31, причем для плотных бетонов
оно было меньше, а для пористых — больше.Проф. Б. F. Скрамтаев, исследуя этот вопрос, пришел к выводу, что
среднее отношение между условной прочностью бетона при изгибе, вычис¬
ленной по обычной формуле, и прочностью бетона при растяжении следует
принимать равным 1,7* На этом основании он рекомендует применять
при испытании контрольных бетонных балок для определения норматив¬
ной прочности бетона на растяжение формулуЗначительная разница между и условно вычисленной величиной
RpH может быть объяснена неправильным применением обычной формулыпри напряжениях, близких к раз¬
рушению, когда эпюра напряже¬
ний в поперечном сечении бетон¬
ной балки в действительности
сильно отклоняется от прямой
(рис. I. 5)*Вследствие развития пласти¬
ческих деформаций эпюры напря-*
жений в сжатой и в растянутой
зонах бетонной балки подчиняют¬
ся разным криволинейным зако¬
нам. При этом в сжатой зоне очер*
тание эпюры напоминает парабо¬
лу; в растянутой зоне вблизи ней-:
тральной оси кривая также близка
к параболе, а ниже представляет собой прямую, почти параллельную
плоскости сечения. Это доказывает наличие значительной пластической
растяжимости бетона перед появлением трещин*Так как выше и ниже нейтральной оси должны находиться равные
площади эпюр напряжений — сжимающих D и растягивающих Z, —то
при меньшем напряжении у растянутого края нейтральная ось должна
располагаться ближе к сжатому краю сечения.В отношении прочности бетона /?{[ на сжатие при изгибе не имеется
еще ни исчерпывающих экспериментальных данных, ни вполне достовер¬
ных теоретических обоснований этой величины* Опыты ЦНИПС показали,
что она выше призменной прочности й ниже кубиковой, т. е*Rnp ^ R* ^ R»При разрушении сжатой зоны железобетонной балки в средней части
ее, где действует лишь изгибающий момент, возникают трещины, при¬
мерно параллельные кромке балки, что указывает на другой характер
разрушения, чем кубика; следовательно, и величина Rn. должна быть
другой.Исходя из результатов этих опытов, принята условная величина
нормативного сопротивления (прочности) бетона на сжатие при изгибе£S=l,25#5p.	(1.7)Вычисленные по этой формуле величины Rh для бетона разных марок
близки к кубиковой прочности для низких марок бетона и меньше нее
для высоких марок.Рис» I. 5. Эпюры напряжений в сжатой и
растянутой зонах бетонной балки*
§ 1. Бетон как составная часть железобетона396.	Прочность бетона при. местном сжатии (смятии)Местное сжатие (смятие) встречается при передаче давления только
на часть площади (опорные части балок, прогонов, арок, ферм, под анке¬
рами и т. п.).Как показывает опыт, в этом случае загруженная часть площади
обладает большей прочностью, чем при передаче сплошной нагрузки на
всю площадь. Здесь ненагруженная часть участвует в работе наподобие
обоймы, повышающей прочность бетона; при этом с уменьшением загру¬
женной площади по отношению ко всей площади прочность при смятии
увеличивается. Этим условиям удовлетворяет формулаЯсм = Япр ~\/~(1.8)где F — полная площадь элемента, на которую передается нагрузка;Fcu — площадь смятия.3 Г рВеличина '(/ должна приниматься: не более 1,5—при расчете* г СМтолько на местную нагрузку и не более 2 — при расчете как на местную,
так и на остальную нагрузку.В случае, когда центр тяжести площади смятия Fcu не совпадает
с центром тяжести площади F, в расчет следует принимать только часть
площади F, симметричную относительно центра тяжести площади смятия.7.	Деформации бетона под нагрузкой. Упруго-пластические свойства
бетона. Предельные деформации при сжатии и растяженииДля бетона из-за сложности его структуры не разработана еще пол¬
ная теория деформаций, а имеются только отдельные экспериментально¬
теоретические данные, освещающие основные
деформативные свойства бетонов.Опытные исследования показали, что де¬
формации бетона при одноосном сжатии, изги¬
бе и всестороннем сжатии существенно отли¬
чаются друг от друга. При этом характер на¬
растания деформаций под влиянием нагрузки
зависит от способа ее приложения и продол¬
жительности ее действия, от температурно¬
влажностного состояния среды, от формы и
размеров образца и ряда других, менее суще¬
ственных, факторов.В общем случае полная деформация бето¬
на состоит из упругой и пластической части:еб = ®у "Н еп'	0-9)При опытах выделение упругой и пластической доли полной дефор¬
мации может быть произведено следующим путем. Сначала испытываемый
образец загружается с постоянной скоростью до напряжения о (рис. I. 6),
не превышающего предела прочности бетона на сжатие." Затем образец
полностью разгружается, отчего деформация уменьшается с величины е
до еп. Однако е„ не является еще окончательной остаточной (пластической)
деформацией, так как по истечении некоторого времени она уменьшается
до 8ц за счет упругого последействия:еп = еп — ®уп*	'О- 10)Рис. I. 6.
40 Глава I. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонаПод деформацией упругого последействия еуп разумеется деформация,
которая появляется в бетонном образце при воздействии на него постоян¬
ной по величине нагрузки; эта деформация входит в общую пластическую
tjacTb деформации и медленно исчезает после снятия нагрузки. На практике
обычно величину еуп из общей деформации не выделяют и прибавляют ее
к ёд, принимая пластическую деформацию равной еп.Нагрузка на элемент может прикладываться однократно и многократно.При крат ков ременном действии однократной
нагрузки на элемент, не подвергавшийся силовым воздействиям, возникадот
так называемые первичные деформации; вследствие упругопластич-
ности бетона они выражаются кривыми.Из опытов ЦНИПС со стойками следует (рис. I. 7, а), Зто в момент
приложения нагрузки без выдерживания рост деформации связан с напря¬
жением линейным законом 1 вплоть до разрушения; за время же вы дер:
живания под нагрузкой приращение ’ деформаций подчиняется криво¬
линейному закону 2. Линия 7 соответствует упругим деформациям,
линия 2 пластическим; в результате полная деформация выражается
кривой 3. Напомним, что в этой кривой содержится некоторая упругая
часть деформаций, обусловленная упругим последействием.Как видно, первичные деформации подчиняются некоторому криво¬
линейному закону и подходят к прямолинейному тем ближе, чем меньше
продолжительность действия нагрузки. 'Вообще для данного напряжения бетона величина упругой части
деформации является неизменной и определяется прямой, величина же
пластической части зависит от времени и растет с увеличением времени
выдерживания под нагрузкой. При малых напряжениях преобладающей
является упругая часть полной деформации; при больших напряжениях —
пластическая.	.При действии на бетон повторных нагрузок его деформативные
свойства'меняются (рис. I. 7, б).Как известно, при первичном нагружении кривая обращена своей
выпуклостью в сторону оси напряжений. При разоружении образца
получается кривая, выпуклость которой обращена в другую сторону, т. е.
к оси деформаций, причем наклон кривой разгружения в верхней ее точке
равен наклону кривой нагружения в начальной точке (рис. I. 6). При
повторении циклов нагружения й разгрузки образца обе кривые постепёнцр
выпрямляются й вскоре ycfaHaBrinBaefcH пропорциональность между
напряжениями и деформациями. Одновременно с этим наблюдается посте¬
пенное увеличение остаточных деформацйй по затухающему закону.Рис. 1.7.
§ 1. Бетон как составная часть железобетона41На основании опытов можно считать, что если многократно повторяю¬
щаяся нагрузка вызывает напряжения, не превосходящие половины приз¬
менной прочности бетона, то она не приводит к разрушению бетона. Но
есЛй нагрузка превышает этот предел, то кривая нагружения, приняв
после первых циклов нагружения прямолинейный вид, вскоре начинает
снова искривляться, йо уже в обратном направлении, т. е. выпуклостью
к оси деформаций.Такое искривление кривой является признаком наступающей уста¬
лости бетона, и дальнейшее увеличение числа циклов нагружения ведет
к увеличению остаточных деформаций, уменьшению угла наклона кривой
нагружения и, наконец, к разрушению бетона.Предел усталости бетона Ry может быть принят равным примерно0,5/?Sp или, что то же, 0,4/?.Таким образом, величина напряжения, при котором бетон разрушается
от повторных нагрузок, значительно ниже его предела прочности R.Необходимо рассмотреть еще предельные деформации, при
которых бетон разрушается при сжатии ед и при растяжении ер. \Эти величины также зависят не только от свойств самого бетона, но
и от методики испытания.Деформации бетона при сжатии (сжимаемость)
во избежание большого влияния трения между гранями образца и плитами
пресса принято определять из опытов с призмами, а не с кубиками. По
данным опытов, предельная сжимаемость бетона при разрушении колеб¬
лется от 1,5 до 2 мм и даже до 3 мм на 1 м длины, т. е. е R = 0,0015 0,002
(0,003), причем с увеличением прочности бетона предельная сжимаемость
увеличивается.В сжатой зоне балок в стадии рдзрушения относительные деформации
достигают величины 0,003—0,007, а в отдельных случаях и 0,010.Деформации бетона при растяжении (растяжи¬
мость) значительно меньше, чем при сжатии. Предельная растяжимость
бетона зависит от его качеств и составляет 0,1—0,15 мм на 1 м длины,
т. е. ер = 0,0001 -т-0,00015, или примерно в 15—20 раз меньше ед.8.	Модуль упругости бетона. Для расчета прочности железобетонных элементов по принятомув.	настоящее время методу величина модуля упругости бетона не нужна.
Но эта величина необходима для определения лишних неизвестных:ста¬
тически неопределимых систем, при расчете деформаций (жесткости)
конструкций., трещиностойкости и раскрытия трещин, при ; расчете
ца температурные воздействия и пр.	■	.	; .Еще старыми одытами над бетонными образцами было установлено,
что как при сжатии, так и при растяжении деформации в бетоне возрастаютбыстрее напряжений, т. е. не следуют закону Гука е = -^- . Поэтому,как следует из предыдущего, диаграмма деформаций представляет собой
не прямую,линию, а некоторую кривую (рис. I. 8). *{. . За модуль упругости бетона следовало бы принимать величину,
выражаемую тангенсом угла наклона касательной к кривой дефор¬
маций (tg ао == и зависящую от ''величины напряжений' '<?• Однакоопределить таким путем модуль упругости трудно, так как необходима
аналитическая зависимость © 6т д. Для выражения этой зависимости были,
йрёдложены различные формулы, построенные по разным законам: .сте-
пённому, параболическому, гиперболическому и др/ Однако. все Ьни
условны, так как модуль упругости зависит и от целого ряда других фак¬
42 Глава I. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонаторов, с трудом поддающихся учету. Поэтому в расчете обычно пользуются
приближенным средним модулем упругости Е6, часто называемым «моду¬
лем деформации бетона», который выражается тангенсом угла между
осью абсцисс и секущей, соединяющей начало координат с точкой на кривой,соответствующей определенному значению Сб, т. е. Еб= tg а = — .е1Так называемый начальный модуль упругости Е0 (истинный
модуль упругости) определяется tg а0. В этом случае касательная
к кривой в точке, где аб = О, по существу представляет собой диаграмму
деформаций при мгновенной скорости загружения, когда бетон работает
как упругий материал.Рис. I. 9. График модуля упругости бетона.Проф. JI. И. Онищик предложил приближенную зависимость, свя¬
зывающую расчетный модуль упругости Еб для любого напряжения og
с начальным модулем упругости Е0:E6 = E0(l-%),	(1.11)где Rr — 1,1Пользуясь этой формулой, можно отделить упругую часть деформациие„ = от полной е = 4г-.У Cq	£JgОбращаясь к действительному модулю упругости (деформации)
бетона, можно сказать, что Еб является переменной величиной, зависящей
прежде всего от величины напряжения, а именно: с возрастанием напря¬
жения в бетоне модуль упругости постепенно уменьшается как при рас¬
тяжении, так и при сжатии (рис. I. 9, а также рис. I. 8). При этом для
одной и той же марки бетона модуль упругости при растяжении меньше,
чем при сжатии. Так, в сжатой зоне балки с увеличением напряжения
Е6 уменьшается, например, с 300 ООО до 135 ООО кг/см2, а в растянутой
происходит резкое уменьшение этой величины до 50 ООО -г- 25 ООО кг/см*.Как при сжатии, так и при растяжении Еб больше для плотного
бетона, чем для пористого*Опыты показали, что модуль упругости, как и прочность бетона,
увеличивается с возрастом бетона и находится в зависимости от скорости
загружения, свойств составляющих материалов и водоцементного отно¬
шения. Величина его зависит от рода действующих усилий и имеет разные
значения при сжатии, растяжении и изгибе.Первоначально величина среднего модуля упругости принималась
одинаковой для всех бетонов. С расширением же диапазона марок бетона
потребовалось учесть зависимость среднего модуля упругости от /?.Лабораторией железобетонных конструкций ЦНИПС путем обработки
опытных данных были установлены значения Е6 для бетона всех марокРис. 1.8.
§ 1. Бетон как составная часть железобетона43в сжатых элементах, отвечающие допускаемому, эксплуатационному
напряжению, составляющему примерно 0,5#£р. Эти значения были опре¬
делены с некоторым округлением по эмпирической формуле1:р 1 ООО ООО	/т t очб“'7 ,360 •Полученные значения, принятые СНиП за нормативные Еб, помещены
в табл. 2.Таблица 2Нормативные модули упругости бетона при сжатии в кг/см2Марка бетонаТяжелый бетонЛегкий бетонМарка бетонаТяжелый бетонЛегкий бетон3560 000200290000150 00050110 00070 000300340 000—75155 00095 000400380 000. —100190 000110 000500410 000—150240 000130 000600430 000—Проф. В. И. Мурашев для расчета железобетонных элементов с уче¬
том упругопластических свойств материалов ввел понятие о модуле
упругопластичности бетона Ев, который получается умножением норма¬
тивного модуля упругости бетона на коэффициент упругости, разный
при сжатии и растяжении2,	_Значение модуля сдвига G, исходя из теоретической зависимостиГ — Е2	(1 + v) *при коэффициенте Пуассона v = V6 получается равным G6 = 0,425 Е6,
где Е6 — модуль упругости бетона при сжатии.9.	Усадка бетонаКак известно, бетон обладает свойством уменьшаться в объеме при
твердении на воздухе и увеличиваться при твердении в воде. Эти свойства—
усадка на воздухе и .разбухание в воде — зависят прежде всего от коли¬
чества вяжущего, точнее, цементного камня: чем его больше, тем в большей
степени они проявляются. При этом величина усадки батона значительно
больше величины разбухания при твердении в воде.Опыты с разного рода цементами, включая и высокоактивные,
дали наибольшую величину усадки для чистого цемента (цементного
камня) в возрасте 5 лет около 3 мм на 1 пог. м, а для смеси 1 : 3 примерно
от 1/а до V2 усадки чистого цемента. Для бетонов величина годичной
усадки выражается примерно величиной 0,2—0,4 мм на 1 пог. м. Суще¬
ствуют безусадочные и расширяющиеся цементы, которые дают ёозмож-
ность приготовлять бетоны без усадки, но эти цементы пока нашли огра¬
ниченное применение.1	Для этой же цели могут быть использованы и более простые приближенные формулы:
для тяжелого бетона Е6 = 20 ООО VR',
для легкого бетона £«= 11 ООО У R.*	Сц. гл. IX.Г V
44, Г лава Т. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонаНарастание, усадки, как и нарастание прочности бетона,: происходит.'
примерно пропорционально логарифму времени. При этом усадка рас*
проетраняется от поверхности вглубь бетона, а не протекает равномерно
по объему; у поверхности она наибольшая.Бетоны на разных цементах дают различную величину усадки;
высокоактивные и глиноземистые цементы дают наибольшую усадку,
особенно в первое время твердения. Естественно, что чем больше в бетону
цемента, тем больше и усадка. Однако на величину усадки оказывает
влияние не только количество цемента, но и объем цементного теста, т. е.
В/Ц, с увеличением которого усадка увеличивается, и наоборот.Различные гидравлические добавки увеличивают усадку. Также
увеличивает усадку и добавка ускорителя твердения (хлористого
кальция).Всякие заполнители, наоборот, уменьшают усадку, причем имеет
значение вид заполнителя. Замечено,, что усадка у бетонов с мелкозер¬
нистым* пористым песком и пористым щебнем больше. У бетона на гра¬
нитном и известняковом щебне усадка меньше, чем у бетона на гравии
или .'щебне, из песчаника.	,Влияние заполнителя на уменьшение усадки тем сильнее,, чем меньше
его способность к механическим деформациям, т. е. чем выше его модуль
упругости. Величина усадки примерно обратно ^пропорциональна модулю
упругости заполнителя (за исключением базальта). Например, для бетона
на доменных шлаках при. £ = 960 000 кг/см2 усадка равна. 0,27 цм!м\
для бетона на граните при Е — 168 000 кг!ем2 усадка 0,49 мм/м; для бетона,
иа известняке при Е = 71 000 кг/см2 усадка 0,68 мм/м.На величину усадки бетона влияет и такой фактор, как зерновой со¬
став заполнителя, а именно.: при зернах разной крупности и меньшем
объеме пустот усадка меньше. Усадка бетона плотной структуры, изго¬
товленного на щебне, меньше, чем у бетона на гравии.Само явление усадки бетона не имеет еще вполне обоснованного
объяснения ввиду сложности процесса твердения цемента и множества
сопутствующих факторов.Наиболее удовлетворительное объяснение усадки дают две теории, сущность кото¬
рых заключается в следующем.По первой теории (структурной) явление усадки ставится в зависимость от физи¬
ко-химических процессов, сопровождающих схватывание цементного теста и тверде¬
ние цементного камня. При этом одной йз главных причин служит то, что цементное
тесто, представляющее собой вначале студнеобразную массу (гель), в результате -испа*
рения йзбыто^ной воды, а отчасти и вследствие поглощения воды зернами , цемента,
вступающими в реакции), постепенно обезвоживается и уплотняется. К этому присоеди¬
няется еще влияние прюцесса кристаллообразования; кристаллы пронизывают ' массу
геля и, срастаясь между собой, создают твердый скелет (сросток) ц'емен^ноГО йамня.
Совместное влияние этих процессов и вызывает в цементном камне объемнее : измене¬
ния, называемые усадкой. Интенсивность усадки в начале процесса зависим .от скорости
гидратации цемента и количества воды, , взятой для • затворения цементного 4 теста; в
дальнейшем с уменьшением количества воды усадка протекает значительно, медленнее.По второй теории (Фрейссине), исходят из свойств’капиллярности, Ьчитая, что
поверхностное натяжение менисков, образующихся в смоченных водой порах, * приво¬
дит к стягиванию стенок пор; что в результате и'вызывает сжатие цементного камня.
Так как микропоры распределены по; всей: массе бетона-более иди .медее равномерно
в различных направлениях, то создаваемые . капиллярными, натяжениями давления
взаимно уравновешиваются и производят как бы всестороннее бжатиё бетона. В резуль:
та^е бетон получает объёмную деформацию — ус'адкуК	/	* 'Следует’отметить, что обе теории *не включают друг друга.Деформации от усадки можно рассматривать как сумму двух слагае-
~мых: 1) необратимых деформаций от старения геля, причем рост их посте¬1 В. М. Келдыш, А. А. Кальницкий, В. С. Жданов, Физико-механи-чёские свойства бетона и железобетона, изд. ВИА имени В. В. Куйбышева, 1952*
§ 1. Бетон как составная часть железобетона45*пенно затухающий • может продолжаться в течение нескольких лет;2)-обратимых деформаций, обусловливаемых капиллярными явлениями
в 1Йикропорах благодаря наличию в них переменного количества свободной
воды.• Обратимые деформации в зависимости от изменения влажности
могут происходить и независимо от возраста бетона при всяком нарушении
гидрометрического равновесия в микропорах. При этом знак деформации
загвисит от того, в какую сторону произошло изменение влажностих.•	Таким образом, под усадкой следует понимать полные деформации
цементного раствора, происходящие под влиянием всей совокупности
хймических и физических процессов, сопровождающих твердение. В бе¬
тоне явление усадки еще сложнее.10. Ползучесть бетонаПод ползучестью бетона разумеется способность бетона течь (ползти)
под длительным действием постоянной нагрузки, т. е: деформироваться
вб времени при неизменной нагрузке.Деформации ползучести присущи бетонным и железобетонным кон¬
струкциям, причем они могут значительно превосходить деформации,
которые конструкция получает в момент загружения. Поэтому это свой-
ствЬ бетона имеет серьезное значение и должно быть всесторонне изучено.1	" Физическая сущность явления ползучести бетона еще не вполне
раскрыта. Ползучесть обусловливается главным образом наличием- в бе-
тойе цементного камня, так как заполнители из прочных пород при нагруз¬
ках, допускаемых на бетон, не подвержены ползучести.Цементное тесто представляет собой вначале аморфную массу (гель),
которая обладает способностью к большим деформациям и перемещениям,
но с потерей воды и постепенным переходом в кристаллические образо¬
вания деформации и перемещения становятся более, затруднительными.
Поэтому и пластические деформации бетона под действием неизменной
нагрузки нарастают интенсивно, а затем все медленнее и прекращаются,
когда бетон вполне затвердеет. Дальше ползучесть бетона становится
возможной только при более высоких нагрузках.Проф. А. Е. Шейкин считает, что деформации геля под влиянием
нагрузки вызывают постепенное его разгружение за счет нагружения
кристаллического сростка, причем текучесть геля прямо пропорциональна
действующему на него усилию. Но так как с течением времени усилие/
воспринимаемое гелем благодаря перераспределению, будет уменьшаться,
то буде^г уменьшаться и скорость деформаций ползучести.Приведенные объяснения подтверждают основное положение-, что
ползучесть бетона зависит главным образом от качества цементного камня
(геля и кристаллического сростка).	"„ Для изучения влияния длительно приложенной нагрузки на дефор¬
мации бетона и железобетона в последние 25 лет были произведены обшир¬
ные опыты.Ползучесть бетона изучалась при различных видах деформаций:
при сжатии, растяжении, изгибе, кручении; наибольшее количество опы¬
тов относится к деформациям сжатия.Испытанию на сжатие подвергались образцы цилиндрической формы
(d = 10 -г-25 см и h — 30 -т-60 см)\ нагружение производилось при
помощи сильных пружин.-. Для определения влияния длительного загружения за вычетом
влияния усадки и температурных изменений для каждой группы испыты:■ *г } Ь ' \ t1 Я- В. Столяров, Введение в теорию железобетона, Стройиздат, 1941, стр. 137.
46 Глава Т. Основные 'физико-механические свойства бетона, стали и железобетонаваемых образцов были заготовлены соответствующие контрольные образцы,
находившиеся в тех же условиях, но не подвергавшиеся нагрузке. Таким
образом, полученные деформации ползучести определялись как разность
между полными деформациями образца и деформациями от усадки (в двой¬
нике).Эти и другие опыты
(с колоннами) привели
к следующим основным
выводам.1.	Нарастание дефор¬
маций бетона под дей¬
ствием постоянной нагруз^
ки наблюдалось в течение
длительного периода (до3,5	лет) и имело тенденцию
развиваться и в дальней¬
шем. Рост деформаций,
как следует из кривых
(рис. I. 10), сначала про¬
исходит интенсивно, а за¬
тем все медленнее, принимая асимптотический характер, напоминающий
кривые роста прочности бетона во времени, т. е. подчиняясь логариф¬
мическому закону. В другом случае опыты, проводившиеся в течение
10 лет, показали, что деформации ползучести продолжались в период
всего этого срока. Однако нарастание деформаций вначале происходит
настолько интенсивно, что к 3
годам они достигают значения,
близкого к максимальному,
обычно и принимаемого за пре¬
дельное.2.	С увеличением напряже¬
ния ползучесть бетона возра¬
стает. На рис. I. 10 приведены
кривые ползучести бетона при
трех разных напряжениях для
бетонных образцов состава 1 :5,
имевших к началу опыта 3-ме¬
сячный возраст.Зависимость между напря¬
жениями и деформациями пол¬
зучести до определенного пре:
дела выражается кривыми не¬
значительной кривизны (рис. I. 11). ^До напряжения, равного 0,5 /?пр,
зависимость можно принять линейной, что облегчает решение практи:
ческих задач.3.	Возраст бетона к моменту загружения оказывает большое влияние
на величину деформаций ползучести: чем старше бетон, тем деформации
меньше (рис. I. 12). Это можно объяснить тем, что с возрастом бетона
увеличивается вязкость его гелевой составляющей и уменьшается ее
относительный объем.4.	Род цемента оказывает существенное влияние на деформации
ползучести. Наибольшую ползучесть имеют бетоны на обыкновенном
цементе; бетоны на высокомарочном и глиноземистом цементе имеют
значительно меньшую ползучесть. По некоторым данным, соотношение
этих деформаций равно соответственно 1,85 : 0,7 : 0,61 •Рис. I. 11. Деформации ползучести при различ¬
ной продолжительности выдерживания под
нагрузкой.Рис. I. 10. Нарастание деформаций ползучести бетона
во времени при разных напряжениях.
§ 1. Бетон как составная часть железобетона475.	С увеличением водоцементного отношения ползучесть бетона
неизменно возрастает (рис. I. 13), что объясняется главным образом
уменьшением вязкости гелевой составляющей.6.	Состав бетона и подвижность бетонной смеси также имеют боль¬
шое влияние на величину ползучести. Опыты показывают, что при оди¬
наковом В/Ц ползучесть растет
вместе с увеличением содержания
цемента, т. е. жирные бетоны
обладают большей ползучестью,
чем тощие (рис. I. 13)1. Например,
при одинаковом В/Ц = 0,69 бе¬
тон состава 1 : 5,5 обладает боль¬
шей ползучестью, чем бетон со¬
става 1 : 6,75. При одинаковом
же составе (1 : 4,25) более пла¬
стичные бетоны (В/Ц = 0,62)
обнаруживают большую ползу¬
честь, чем менее пластичные
(В/Ц = 0,5).Другие опыта подтвердили
значительно меньшую ползучесть
бетона по. сравнении) с ползу¬
честью раствора данного бетона, хотя он и обладает большей прочностью.7.	Заполнители разных пород также оказывают различное влияние
на величины окончательных деформаций; пластические деформации бетона
тем меньше, чем жестче заполнитель (чем больше его модуль упругости).Это соответствует предпо¬
ложению, что под нагруз¬
кой происходит перерас¬
пределение усилий (раз¬
грузка цементного камня
и донагружение заполни¬
теля).8.	При условии ви¬
брирования могут приме¬
няться менее подвижные
смеси и с меньшим содер¬
жанием цемента, что
уменьшает ползучесть бе¬
тона.9.	С увеличением
влажности среды деформа¬
ции ползучести уменьша¬
ются. Опыты показали,
что цри твердении бетона
в воде деформации пол¬
зучести бетона уменьша¬
лись более чем вдвое по сравнению с твердением на воздухе.10.	С увеличением поперечных размеров образцов деформации пол¬
зучести уменьшаются. Например, с увеличением диаметра цилиндрического
образца с 15 до 25 см ползучесть уменьшается примерно в 1,5 раза.Это явление очень наглядно проявилось при испытании в ЦНИПС
серии внецентренно сжатых столбов: для малых образцов отношениеРис. I. 12. Деформации ползучести для бе¬
тонов, загруженных в различном возрасте.1 И. И. У л и ц к и й, Ползучесть бетона, Гостехиздат Украины, 1948.Рис. 1. 13. Влияние состава бетона и водоцементного
отношения на деформации ползучести.
48 Глава 7. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонадеформации ползучести к упругой деформации было порядка единицы,
а для более крупных образцов с линейным измерением, в 4 раза большим,
деформации ползучести составили только около 30% упругой деформации.
Это явление, как и предыдущее, может быть объяснено одинаково — влия¬
нием влажности; более сухой бетон обладает более низким модулем упру¬
гости и быстрее протекающими деформациями ползучести. Требуется
еще дальнейшее изучение этих явлений.11.	После удаления нагрузки, действовавшей в течение длительного
времени, бетонный образец стремится восстановить свои размеры, причем
часть деформаций исчезает сразу в момент разгрузки, а другая часть,
очень небольшая, исчезает лишь в течение более или менее продолжитель¬
ного времени. Суммарная величина исчезающей деформации превышает
упругую часть полной деформации от нагрузки; следовательно, деформа¬
ция ползучести содержит также некоторую обратимую часть. Эта часть
деформации ползучести составляет не более 0,1 от ее полной величины
и вызвана, как отмечалось, упругим последействием.42. У образцов, подвергавшихся длительному действию постоянной
нагрузки, прочность при сжатии и модуль упругости бетона несколько
возрастают по сравнению с образцами, не находившимися под нагрузкой,
и тем больше, чем длительнее была нагрузка.Как можно видеть, на ползучесть бетона влияют многие факторы;
поэтому составление достоверной аналитической зависимости является
весьма трудной задачей. Имеется ряд предложений для аналитического
выражения закона ползучести, основанных как на экспериментальных,
так и на теоретических соображениях. В последние годы советские уче¬
ные (А. А. Гвоздев, А. Р. Ржаницын, Н. X. Арутюнян, Н. Я. Панарин
и др.) работают над созданием теории ползучести бетона и ими получен
ряд важных результатов х. В основу этой теории положено линейное реше¬
ние, при котором увеличение напряжений элемента при сохранении
характера напряженного состояния и закона изменения его во времени,
влечет за собой пропорциональное увеличение деформаций.11.0 структуре и теории прочности бетонаКак известно, бетон имеет сложную неоднородную структуру, обра¬
зованную зернами заполнителей (песок, гравий или щебень), связанными
между собой затвердевшим цементным камнем в одно монолитное тело,
в котором, однако, имеются микро- и макропоры, заполненные воздухом,
водяными парами или водой. При этом упругие свойства заполнителей
и цементного камня различны.Большое влияние на свойства бетона оказывает цементный камень,
структура которого, как и бетона в целом, достаточно сложна. Сочетание
свойств постепенно отвердевающего цементного камня со свойствами
камневидных составляющих бетона приводит в результате к особым
свойствам и самого бетона.С момента начального твердения на воздухе прежде всего проявляется
свойство бетона уменьшаться в объеме, давая усадку, в дальнейшем с уве¬
личением возраста бетона наблюдается существенное нарастание его
прочности, причем под действием постоянной нагрузки проявляется
и другое его свойство — ползучесть, также влияющее на напряженно?
деформативное состояние бетона.1	А. Р. Ржаницын, Расчет сооружений с учетом пластических свойств мате¬
риалов, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954;Н. Я. Панарин, Некоторые вопросы расчета армированного и неармированного
бетона с учетом ползучести, ГссстроГшздат, 1957.
§ 2. Арматура49К этому следует прибавить неподчинение бетона закону Гука и гипо:
тезе плоских сечений, а также резкое различие в прочности при сжатии
и при растяжении. Все отмеченное показывает, насколько сложны как
структура бетона, так и его физико-механические свойства. Это и привело
к тому, что для бетона не удалось создать еще удовлетворительной теории
деформаций и общей теории прочности.Попытка использовать теорию прочности Мора (теорию скольжения
по опасным плоскостям) вызывает серьезные сомнения в применимости
этой теории к бетону.Проф. А. А. Гвоздев приходит к выводу, что прочность бетона в зна:
чительной мере определяется сопротивлением отрыву по площадкам,
параллельным направлению сжимающих сил, при одноосном и двухосном
сжатии х.Растягивающие напряжения, возникающие вследствие неоднородности
материала, в отдельных местах на площадках, параллельных сжимающей
силе, приводят к появлению трещинок отрыва («микротрещин»). Эти
микротрещины под влиянием изменений напряженного состояния и дефор:
маций ползучести местами раскрываются, а местами зажимаются, причем
соприкасающиеся части оказывают друг на друга расклинивающее дей;
ствие. Это ведет к дальнейшему нарушению структуры бетона, сопровож¬
дающемуся кажущимся увеличением объема.При одноосном или двухосном сжатии процесс нарушения структуры
бетона довольно быстро заканчивается тем, что микротрещины соеди¬
няются, образуя видимые трещины, причем общее направление их имеет
слабый наклон по отношению к направлению или к направлениям дей¬
ствия сжимающих сил. Наконец происходит разрушение.Исследования канд. техн. наук О. Я. Берга2 подтверждают правиль¬
ность схемы разрушения при сжатии, положенной в основу указанной
теории «отрыва» («микротрещин»), но он отвергает значение вторичного
поля напряжений, обусловленных неоднородностью материала, и полагает,
что отрыв должен происходить при определенной величине удлинения
(продольного или поперечного), независимо от напряженного состояния,
вызвавшего это удлинение. О. Я. Берг связывает образование микротре¬
щин с нарушением линейной зависимости деформаций ползучести от
напряжений и с пределом усталости бетона.Предстоят еще дальнейшие специальные эксперименты для проверки
имеющихся выводов.§ 2. АРМАТУРА1.	Назначение арматурыАрматурой железобетона называются стальные стержни, а нередко
и целые каркасы, которые размещены в массе бетона в соответствии со
статической работой конструкции.Арматура располагается главным образом в тех частях конструкции,
которые подвергаются растягивающим усилиям (при изгибе, растяжении,
внецентренном сжатии и внецентренном растяжении); Значительно реже1	А. А. Гвоздев, Расчет несущей способности конструкций по методу предель-
рого равновесия, Стройиздат, 1949, стр. 134—156; его же, Современное состояние
теории железобетона, «Бетон и железобетон» № 2, 1955.2	О. Я. Б ер г, К вопросу о прочности и пластичности бетона, «Доклады АН СССР»,
т. XX, № 4, 1950; его же, Исследование прочности железобетонных конструкций при. воздействии на них многократно повторной нагрузки. Труды ЦНИИС, «Исследования
железобетонных мостовых конструкций», 'Грансжелдориздат, 1956,
50 Глава I. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонаРис. I. 14. Основные виды железобетонных элементова — плита; б — балка; $ — колонна; / — рабочие стержни; 2 — монтажные стержни;
3 — распределительные стержни; 4 — хомутыукладывают еще другие, перпендикулярные к первым, так называемые
распределительные стержни, которые являются и монтажными стержнями.
В балке, кроме прямых рабочих стержней, ставят вертикальные стержни
(или хомуты) и монтажные, а иногда и отогнутые рабочие стержни. В колон¬
нах и стойках (рис. I. 14, в) рабочей арматурой являются продольные
стержни, которые вместе с бетоном работают на сжатие.Все стержни элемента, будучи связаны или сварены между собой,
образуют его арматурный каркас.В зависимости от вида поперечного сечения применяемой стали
различают арматуру гибкую, составленную из стержней малого сечения,
и жесткую — из прокатных уголков, швеллеров, двутавров и т. п.Содержание арматуры в элементах железобетонных конструкций
определяется обыкновенно отношением общей площади сечения рабочих
стержней к сечению бетона. Это отношение ц= Ft : F6 *, называемое коэф¬
фициентом армирования, часто выражается в процентах (ju. %). В зави¬
симости от типа конструкции коэффициент армирования принимается
обычно от 0,5 до 2% при гибкой арматуре и обычно более 3 при жесткой
арматуре.2.	Механические свойства стали. Явление упрочненияДо недавнего времени (1950 г.) для арматуры обычного железобетона
применялась почти исключительно мягкая сталь марок Ст. 3 и Ст. 0
с относительно невысоким пределом прочности, но большой пластично¬
стью.С появлением высокомарочных цементов и высокопрочных бетонов
широкое применение для арматуры нашли стали повышенной прочности —
марок Ст. 5 и 25Г2С и так называемые упрочненные стали, получаемые
из мягкой стали путем холодной обработки.*	Для сжатых элементов.она находит применение в том или ином виде для усиления бетона против
сжимающих усилий, а также для восприятия усадочных и температурных
напряжений.Площадь поперечного сечения арматуры определяется расчетом,
и величина ее находится в зависимости от действующих усилий.В плите или в балке (рис. I. 14, а и б) те стержни арматуры, которые
воспринимают растягивающие (а в некоторых случаях сжимающие) уси¬
лия, называются рабочими стержнями. В плите, кроме этих стержней,
§ 2. Арматура51Для обычного железобетона наиболее важной характеристикой стали
является ее предел текучести. Если предел текучести арматуры превзой¬
ден, то это ведет к нарушению сцепления бетона с арматурой, в результате
чего неизбежны значительные разрывы бетона (раскрытие трещин), а затем
вследствие значительного прогиба и раздробление бетона в сжатой зоне.Как следует из диаграммы растяжения (о—е) мягкой стали
(рис. I. 15), за пределом йропорциональности а удлинения стали растут
уже быстрее напряжений и, кроме упругих деформаций, появляются
небольшие пластические
(остаточные) удлинения;
далее наступает резко вы*
раженное состояние теку¬
чести, характеризуемое
значительными удлине¬
ниями (1—2% измеряемой
длины), возникающими
без увеличения напряже¬
ний. С переходом за пло¬
щадку текучести (точка с)
сталь снова приобретает
свойство воспринимать
возрастающие с ростом
деформаций напряжения,
наступает стадия упрочне¬
ния материала — до наи¬
высшей точки диаграм¬
мы d, соответствующей
условной величине преде¬
ла прочности. За точкой d наступает стадия местного течения стали,
образование шейки и разрыв стержня.Размер площадки текучести Ьс обычно тем меньше, чем тверже сталь
(больше содержание углерода), и может быть равен нулю; в последнем
случае сталь не имеет явно выраженного предела текучести.Далее, если стальной стержень растянуть до напряжения выше
предела текучести, например до точки k, и затем снять нагрузку, то
стержень получит остаточную деформацию 01. При повторном нагружении
стержня новая линия диаграммы практически сольется с линией разгрузки
kl, оставаясь параллельной участку Оа, характеризующему упругую
работу материала, т. е. деформации стали на этом участке снова следуют
закону пропорциональности. Но при этом перегиб линии диаграммы
' (начало площадки текучести) будет наблюдаться при более высоком
напряжении (точка k); на дальнейшем же протяжении характер кривой Kd
остается примерно без изменений.Следовательно, при обработке стали усилием, вызывающим в ней плат
стические деформации, предел текучести повышается. Это явление назы¬
вается «наклепом» («нагартовкой»).Новый предел текучести нагартованной стали не остается неизмен¬
ным, а с течением времени вследствие так называемого старения металла
самопроизвольно растет; может также несколько повыситься и предел
прочности. В результате наклепа и старения диаграмма растяжения будет
выражаться новой кривой Ik'd'e', причем зона пластических деформаций
мягкой стали сокращается, т. е. сталь становится несколько более хрупкой.На явлении наклепа основано получение упрочненных сталей.По новому методу расчета за нормативное сопротивление арматуры
RI иа горячекатаной стали (как при растяжении, так и при сжатии)Рис. 1. 15. Диаграмма растяжения мягкой стали
52 Глава I Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонапринимается контролируемый браковочный минимум предела текучести,
который принимается равным для стали марок: Ст. О — 1900 кг/см2,
Ст. 3 — 2400 кг!см2> Ст. 5 — 2800 кг!см2 и 25Г2С — 4000 кг/см2.Упругие свойства стали при напряжениях, не превышающих предела
пропорциональности, характеризуются модулем упругости £а, значение
которого почти одинаково для этих марок стали и в расчетах принимается
равным для стали марок Ст. 0, Ст. 3, Ст. 5 £а=2,1 • 106 кг!см2> для стали
марки 25Г2С — 2-106 кг!см2.Для возможности гнутья стержней при изготовлении арматуры и на
случай перегрузки конструкции сталь должна обладать достаточной пла¬
стичностью, которая оценивается величиной предельного относительного
удлинения образца при разрыве. Наименьшая величина удлинения при
разрыве установлена: для Ст. 0 — 18%, Ст. 3 — 21%, Ст. 5—15%
и 25Г2С—14%.3.	Виды стержней гибкой арматурыКроме механических качеств стали, применяемой для арматуры,
большое значение имеют форма сечения и вид поверхности стержней.
Прежде для арматуры почти исключительное распространение имели
стержни круглого сечения, которые по сравнению со стержнями
квадратного, прямоугольного и других сечений являются наиболее выгод¬
ными в смысле сцепления с бетоном. Затем изготовление из них арматуры
удобнее, чем из стержней какого-либо другого сечения и, кроме того,
у круглого сечения нет никаких выступающих частей, врезающихся
в бетон и способствующих образованию трещин.Круглая арматура в настоящее время применяется преимущественно
для вспомогательных стержней (монтажных), для хомутов и пр., для
рабочих же стержней — в тех случаях, когда нет более эффективной арма¬
туры. Применяется она диаметром от 6 до 40 мм; более крупные диаметры
допускаются только для сварных каркасов. При проектировании конструк¬
ций, армированных отдельными стержнями, следует назначать по возмож¬
ности меньше различных диаметров, чтобы не затруднять снабжение
металлом. Во избежание ошибок необходимо, чтобы диаметры стержней
были различимы на глаз, т. е. отличались не менее чем на 2—3 мм. Стержни
диаметром более 10 мм изготовляются обыкновенно длиной 9—12 м;
арматура же диаметром до 10 мм> называемая катанкой, поставляется
мотками и может иметь длину до 40 м. В мотках же иногда выпускается
с заводов арматура и более крупных диаметров, до 22 мм включительно.Сортамент круглой арматуры приведен в табл. IX. 1 приложения.С целью повышения предела текучести и экономии металла мягкие
стали подвергают предварительной холодной обработке для получения
наклепа.Наиболее простой способ такой обработки, позволяющий достаточно
полно использовать механические свойства мягкой круглой стали, дости¬
гается так называемой силовой калибровкой.По этому способу стальные стержни подвергаются предварительному
вытягиванию при заранее заданных величинах напряжений, превосхо¬
дящих предел текучести данной стали. Однако величина нового предела
текучести ограничивается против возможного, более высокого калибро¬
вочного напряжения необходимостью обеспечить сцепление гладкой
круглой арматуры с бетоном по всей длине и избежать значительного
раскрытия трещин. Нормативные сопротивления для растянутой арматуры
диаметром от 5 до 20 мм, подвергнутой силовой калибровке, установлены:
для стали марки Ст. 0 — 2400 кг/см2 и Ст. 3 — 2800 кг/см2.
§ 2. Арматура53, Для сжатой арматуры нормативное сопротивление принимается без
увеличения, так как упрочнение металла, получаемое в результате рас¬
тяжения, не может быть использовано при напряжениях другого знака.Для силовой калибровки 1 разработано механическое приспособле¬
ние, которое может быть включено в цепь лебедочной установки, обычно
применяемой для размотки и правки круглой стали.Для использования более высоких напряжений необходимо одновре¬
менно придать стержням более сложную (периодическую) форму попереч¬
ного сечения в целях обеспечения достаточного сцепления с бетоном.
С этой целью были разработаны разные способы холодной обработки
стержней мягкой стали путем скручивания, свивания и сплющивания.Получаемая при помощи скручивания и свивания (крученая и витая)
арматура в настоящее время у нас не находит применения. Первая потому,
что требует исходных стержней особых сечений — овального или прямо-1
угольного, а вторая потому, что имеет относительно большой габаритный
диаметр (в 1,4 раза больше круглого при той же площади) и повышенную
деформативность. Также не находит уже применения и арматура, сплющен¬
ная в одном направлении, как изготовлявшаяся недостаточно эффектив?
ным способом.Из упрочненных сталей у нас получили распространение так назы-
раемая холодносплющенная арматура периодического профиля и холодно:
тянутая проволока.Холодносплющенная арматура периодиче¬
ского профиля (ГОСТ 6234-52) представляет собой круглые
стержни с вмятинами, расположенными по длине попеременно в двух
взаимно-перпендикулярных направлениях (рис. 1.16). Такая развитая
форма поверхности существенно увеличивает сцепление арматуры с бето¬
ном. Эта арматура по сравнению с круглой лучше сопротивляется сдвигу
в бетоне, чему способствует заклинивание в бетоне выступающие частей.
Повышенное же сцепление с бетоном задерживает раскрытие трещин
и позволяет использовать более высокие напряжения стали (предел теку*
чести), что в свою очередь ведет к экономии металла. Однако с повышением
прочности стали одновременно уменьшается ее пластичность. Относитель:
ное удлинение при разрыве должно составлять не менее 4% *.Сплющивание стержней производится на станах конструкции
А. И. Авакова. Имеется два типа станов: большие — для сплющиванияРнс. I. 16. Арматура, сплющенная в холодном состоянии на стане А. И. Авакова(холодносплющенная)1 Силовая калибровка арматурной стали по способу инж. Л. Б. Митгарца, Строй-
издат, 1946.* А. И. Аваков, Арматура периодического профиля для железобетонных кон¬струкций, Машстройиздат, 1949.
54 Глава I. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонакруглой стали диаметром 12—32 мм, малые — для стержней диаметром 6—
14 мм (и со специальными валками — для высокопрочной проволоки
диаметром 4—6 мм).Большой стан имеет одну пару валков, снабженных зубцами, скосы
которых, расположенные под углом 90°, наносят вмятины на поверхность
прокатываемого стержня одновременно в двух взаимно:перпендикуляр:
ных плоскостях.Малый стан изготовляется двух типов — такой же конструкции,
как и большой стан, и с автоматическими ножницами для резки прокатан:
ной стали на заданную длину.Участки стержня между вмятинами сохраняют круглое сечение, но,
как показали исследования, ввиду их незначительной длины тоже полу:
чают некоторое упрочнение.В результате холодной прокатки должна быть обеспечена толщина
сплющенного участка, равная 0,75 начального диаметра; при этом стер:
жень увеличивается по длине примерно на 10%.Хрлодносплющенная арматура в зависимости от применяемой марки
стали разделяется на две категории: к I категории относится арматура,
изготовленная из сталей марок Ст. 0, Ст. 2, Ст. 3 и Ст. 4, с браковочным
минимумом предела прочности (нормативным сопротивлением) 4500 кг1см*у
а ко II категории — из Ст. 5 с браковочным минимумом предела прочно¬
сти 6000 кг!см2, предназначенная только для предварительно напряжен:
ных конструкций.В случае применения арматуры I категории для сжатых стержней
нормативное сопротивление принимается такое же, как и для растянутых
стержней. Это оказалось возможным благодаря тому, что в этой арматуре
наклеп получается в результате деформирования стержней в поперечном
направлении.За расчетное сечение принимается сечение до сплющивания; номер
профиля соответствует расчетному диаметру круглого стержня.Сплющенная арматура периодического профиля испытывается на
холодный загиб в 90° вокруг оправки диаметром, равным тройному диа¬
метру стержня до сплющивания. В месте сгиба не должно быть надрывов,
трещин и расслоений.Сортамент холодносплющенной стали периодического профиля при:
веден в табл. IX. 2 приложения.Холоднотянутая проволока, получаемая путем воло:
чения, выпускается разных видов, в том числе и высокопрочная.Процесс волочения заключается в протягивании стержня в холодном
состоянии через калиброванные различного постепенно уменьшающегося
диаметра отверстия (фильеры), что приводит также к наклепу металла.Для обычных железобетонных конструкций применяется стальная
низкоуглеродистая холоднотянутая проволока (ГОСТ 6727-53) с брако¬
вочным минимумом предела прочности, равным при диаметре от 3 до 5,5 мм
5500 кг!см2 и при диаметре от 6 до 10 мм — 4500 кг/см2.Эта проволока нашла особенно большое применение для изготовления
арматурных сеток.Основным же и наиболее распространенным видом гибкой арматуры
для обычного железобетона является горячекатаная сталь периодиче¬
ского профиля, изготовляемая заводским путем. При горячей прокатке
сталь периодического профиля, разумеется, имеет ту же прочность,
что и исходная сталь.Горячекатаная сталь периодического про¬
филя (ГОСТ 5781-53), прокатываемая из стали марки Ст. 5, представляет
собой круглый стержень с часто расположенными выступами, идущими
§ 2. Арматура55по трехзаходной винтовой линии, с двумя продольными ребрами
(рис. I. 17, а).Профиль горячекатаной стали был выработан ЦНИПС на основе
длительных опытов как лучший в смысле сцепления арматуры с бето¬
ном. При выдергивании этих стержней из бетона продольные трещины
вследствие разрыва бетона в поперечном направлении появляются позже
и развиваются слабее, чем при крученых профилях, находивших приме:
нение прежде.Рис. 1. 17. Горячекатаная сталь периодического профиля
а — марки Ст, 5; б — марки 25Г2ССталь прокатывается диаметром от 10 до 90 мм и обозначается номе?
рами. Номера соответствуют расчетным диаметрам равновеликих по
площади круглых стержней.Браковочный минимум предела прочности при растяжении — не
ниже 5000 кг/смй, браковочный минимум предела текучести — 2800 кг/см2;
относительное удлинение при разрыве 15—17%, толщина оправки при
испытании на загиб 3 d.Эта сталь может применяться как для растянутых, так и для сжатых
стержней. Она является однородной по составу и поддается сварке, по*
этому особенно рекомендуется для сварных каркаров.Горячекатаная сталь периодического профиля получила широкое
распространение: крупные стройки получают для арматуры, начиная
с диаметра 10 мм, преимущественно эту сталь, что уменьшает расход
металла примерно на 20% (по сравнению со Ст. 3 и Ст. 0).Сортамент горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5
по ГОСТ 5781-53 приведен в табл. IX. 3 приложения.Горячекатаная сталь периодического про!
филя марки 25Г2С (ГОСТ 7314-55) прокатывается с 1955 г. Эта
сталь имеет легирующие добавки: кремния 0,6—0,9% и марганца 1,2—1,6% при содержании углерода 0,2—0,29%, т, е, она является к р е м и е>
56 Глава I. Основные физико-механические свойства бетона, стали и о\селезобетонамарганцовистой низколегированной сталью. По внешнему виду
стержни такой стали') отличаются от стержней стали марки Ст. 5 тем, что
винтовые выступы расположены не по трехзаходной винтовой линии,
а наклонно, т. е. образуют «елочку» (рис. I. 17, б).Выпуск арматуры из стали марки 25Г2С предусмотрен стержнями
диаметром от 10 до 40 мм и катанкой диаметром 6—9 мм. Браковочный
минимум предела прочности 6000 кг!см2, предела текучести — 4000 кг!см2,
т. е. она обладает наиболее высокими прочностными показателями.
Относительное удлинение при разрыве не менее 14%.Экономия металла при применении этой стали по сравнению со сталью
марок Ст. 3 и Ст. 0 примерно 45%, по.сравнению со Ст. 5 —22%.Исследования ЦНИПС и ВНИИЖелезобетона показали достаточную
свариваемость стали марки 25Г2С и применимость ее как для растянутых,
так и для сжатых стержней, причем марка бетона должна быть не ниже 200;
эта сталь применима и для предварительно напряженных железобетонных
конструкций.Надо заметить, что по мере повышения эксплуатационных напряжений
(обычно пропорциональных пределу текучести) ширина трещин с приме¬
нением этой арматуры должна увеличиться. Но, как оказалось по опытам,
с повышением напряжений.более чем на 60% по сравнению с напряжением,
установленным для стали марки Ст. 3, ширина трещин увеличивается
примерно только на 10%, что объясняется положительным влиянием
периодического профиля.Все же благодаря высокому эксплуатационному напряжению арма¬
туры получается значительное ее удлинение и прогибы балок существенно
увеличиваются. Поэтому при этой арматуре целесообразно для повышения
жесткости придавать балкам большую высоту или применять предвари¬
тельное напряжение.Сортамент горячекатаной низколегированной стали периодического
профиля марки 25Г2С по ГОСТ 7314-55 приведен в табл. IX. 4 приложения.Для предварительно напряженных конструкций наибольшее приме¬
нение получила высокопрочная сталь в виде проволоки диаметром 2,5—
8 мм (гладкой и периодического профиля) и стержней с высокими меха¬
ническими свойствами, с пределом , прочности 9000 кг!см2 (сталь
марки 30ХГ2С) и выше, но в некоторых случаях находят применение
и стали марок Ст. 5 и 25Г2С. Подробные сведения об этих видах арматуры
даются в главе XI.Заметим еще, что для тех железобетонных конструкций, где имеется
большая опасность коррозии под влиянием агрессивной среды или блуж¬
дающих токов, у нас изыскиваются способы применения неметаллической
или гальванизированной арматуры.4.	Сварные сетки и плоские каркасыДля армирования плит на строительстве находят широкое применение
готовые сварные сетки, изготовляемые из стальной холоднотянутой про¬
волоки и из низколегированной катанки периодического профиля
марки 25Г2С. Стержни сетки обычно пересекаются под прямыми углами
и соединяются в местах пересечения при помощи контактной точечной
электросварки. Последняя выполняется при помощи специальных свароч¬
ных машин; длительность точечной сварки узла исчисляется секундами,
что резко повышает производительность труда по сравнению с изготовле¬
нием вязаных сеток. Диаметр проволоки в сетках 3—5,5 и 6—9 мм. На
стройках же сварные сетки выполняются (при помощи электродуговой
сварки) и из более толстых стержней — диаметром до 40 мм.
$ 2. Арматура57Рис. I. 18. Рулонная сварная сеткаРис. 1. 19Сетки изготовляются двух типов: рулонные (рис. I. 18) и плоские
(в виде полотнищ). Длина сеток в рулонах ограничивается его весом-—
от 100 до 300 кг — и зависит от
ширины сетки и диаметра про¬
волок; таким же весом ограни¬
чиваются и пакеты плоских
сварных сеток.Рулонные сетки изготовля¬
ются с продольной (рис. I. 19, а)
и с поперечной (рис. I. 19, б)
рабочей арматурой, а также
с рабочей арматурой в обоих
направлениях (рис. I. 19, в).Ширина рулонов, изгото¬
вляемых на централизованных арматурных заводах, достигает 3 м.Плоские сетки, изготовляются длиной до 9 м и шириной до 3 м —
с продольной рабочей арматурой (рис. I. 19, а) и с арматурой, одина¬
ковой в обоих направлениях
(рис. I. 19, в).Сортамент сварных ру¬
лонных и 'Плоских сеток из
холоднотянутой проволоки
и из стали периодического
профиля марки 25Г2С, диа¬
метром от 3 до 9 мм при¬
веден в табл. IX. 5 при¬
ложения.Браковочный минимум
предела прочности сварных
сеток принимается: при хо¬
лоднотянутой проволоке диа¬
метром до 5,5 мм 5500 кг1см2
и диаметром 6 — 9 мм
4500 кг/см2. Браковочный
минимум предела текучести
для катанки из стали марки
25Г2С 4000 кг/см2.Кроме указанных типов
сеток, возможно применение
плоских сеток особых ви¬
дов: с рабочими стержнями,
часть которых не доходит
до края сетки (рис. I. 20, а),
с крюками и петлями на кон¬
цах стержней (рис. I. 20, б
и в), с наклонно располо¬
женными распределительны¬
ми стержнями (рис. I. 20, г).В сетках' сварка, как
правило, должна произво¬
диться во всех точках пересечения стержней. При изготовлении сеток
на одноточечных сварочных аппаратах, имеющих вылет электродов не
более 0,5 м, ширина сеток ограничена величиной 1 м.Только при отсутствии необходимых сварочных машин допускается
изготовление сеток при помощи дуговой электросварки и при условии
58 Глава I. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонаприменения горячекатаной стали гладкой и периодического профиля
диаметром более 8 мм.С той же целью ускорения и удешевления арматурных и вообще
железобетонных работ, кроме сварных сеток, в практику вошли свар¬
ные каркасы, применяемые в сборном и монолитном железобетоне.Попытки применения плоских сварных каркасов были сделаны еще
в 1939—1940 гг., но тогда каркасы не получили распространения, так как
оказались сложными и трудоемкими вследствие выполнения их при помощидуговой электросварки вручную. Только применение контактной точеч¬
ной электросварки позволило механизировать процесс заготовки кар¬
касов, что и сделало их выгодными по сравнению с обычной вязаной
арматурой.Плоские каркасы изготовляются подобно сварным сеткам в виде
полотнищ определенной длины. Они обычно состоят из продольных рабо¬
чих и монтажных стержней и прямых поперечных стержней, приваривае¬
мых к продольным точечной сваркой (рис. I. 21); рабочие стержни рас¬
полагаются рядом (рис. I. 21, а), один над другим (рис. I. 21, б) или вплот¬
ную (рис. I. 21, в). При установке один над другим стержни располагают
с зазором не менее 2,5 см.Каркасы по рис. I. 21, ас двумя рабочими стержнями, а также по
рис. I. 21, б и в допускаются только из стержней периодического профиля.Применение отгибов в каркасах, изготовляемых точечной сваркой,
не рекомендуется.В целях уменьшения ширины балок, а также укрупнения плоских
каркасов допускается объединение двух каркасов в один при помощи
дуговой сварки. В таком объединенном каркасе рабочие стержни могут
располагаться рядом как в горизонтальной плоскости (рис. I. 21, г), так
и в вертикальной (рис. I. 21, д). При этом необходимо считаться с неко¬
торыми трудностями при бетонировании ввиду малых промежутков
между стержнями. Рекомендуется предпочтительно применять сварные
каркасы с односторонним расположением продольных стержней.В случае применения в каркасах (а также в сетках) холодносплю-
щенной арматуры периодического профиля стержни при сварке необходимоРис. 1.20
§ 2. Арматура59располагать так, чтобы стержни соприкасались по одному из четырех
ребер (без вмятин).Диаметр монтажных стержней должен быть во всяком случае не
меньше диаметра поперечных стержней; рекомендуется брать его на 2—
4 мм больше диаметра последних.Рис. 1.21. Сварные каркасыДля получения доброкачественной точечной сварки в пересечениях
соотношения между диаметрами стержней в сварных каркасах, а также
расстояние между стержнями должны приниматься по табл. IX. 6 при¬
ложения.Для изготовления сварных каркасов (как и сеток) из стержней диа¬
метром до 32 мм надлежит применять преимущественно точечную сварку,
как наиболее эффективный способ крестообразного соединения стержней.В заключение необходимо подчеркнуть следующее.Возможность применения для арматуры обычного железобетона
сталей с повышенными прочностными характеристиками появилась
60 Глава /. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонатолько в результате принятия мер к увеличению сопротивления стержней
скольжению в бетоне. Это привело к эффективному применению горяче¬
катаной и холодносплющенной арматуры периодического профиля при
условии использования бетонов марки не ниже 150—200. Поэтому нецеле¬
сообразно эту арматуру применять в качестве монтажной. В тех же исклю¬
чительных случаях, когда она применяется для конструктивной или
распределительной арматуры, площадь сечения такой арматуры должна
приниматься на 25% меньше, чем из круглой стали марок Ст. 0
или Ст. 3.Наиболее эффективно используется прочность стали в сварных кар¬
касах и сварных сетках: благодаря наличию прочно приваренных по¬
перечных стержней сетки и каркасы, будучи заделаны в бетон, прочно
в нем заанкериваются. Для них стало возможным применение арматуры
из холоднотянутой проволоки и низколегированной стали марки 25Г2С
с браковочным минимумом предела текучести 4000 кг/см2, в то время как
наиболее распространенная еще недавно в вязаных каркасах гладкая
арматура из стали марки Ст. 0 имеет браковочный минимум предела
текучести только 1900 кг/см2.Для армирования элементов конструкций допустимо вместе с горяче¬
катаной арматурой периодического профиля применять стержни круглого
проката, а также прокатные профили и сварные сетки из холоднотянутой
проволоки с принятием для каждого вида установленных для него прочно¬
стных характеристик.Применение сварных каркасов и сварных сеток не рекомендуется
в конструкциях, подвергающихся воздействию многократно повторяю¬
щейся подвижной и пульсирующей нагрузки, например в подкрановых
балках.5.	Несущая арматураВ конструкциях некоторых крупных зданий и сооружений находит
применение несущая арматура, на которую в процессе производства ра¬
бот передаются: вес подвешиваемой к ней опалубки, бетона, рабочих,
вес приспособлений и пр. Такая арматура способствует индустриализа¬
ции возведения монолитных железобетонных конструкций, устраняя,
например, необходимость в установке лесов.Существует два вида несущей арматуры: а) жесткая арматура и б) про¬
странственные сварные каркасы.В качестве жесткой арматуры служат прокатные и сварные
профили — двутавры, швеллеры и др. (рис. 1.22, а), а также рельсы.
Совместно с профильным прокатом обычно применяется и дополнительная
гибкая арматура.Как показали исследования ЦНИПС, значительное сокращение
расхода металла (до 40%) по сравнению с обычными прокатными про¬
филями может дать применение для жесткой арматуры тонкостенных
холоднокатаных профилей с несимметричными полками и тонкими
стенками, дающих более выгодное распределение металла в сечении
железобетонного элемента.Пространствен ные сварные каркасы обычно пред¬
ставляют собой связанные между собой плоские решетчатые фермы из
стержней круглого или периодического профиля (диаметром до 90 мм),
а нередко и в сочетании с мелким профильным прокатом — уголками
(рис. I. 22, б).Впервые пространственные сварные каркасы в виде решетчатых
конструкций начали применяться у нас в гидротехнических сооружениях
(на Волгострое).
§ 2. Арматура61Для основных элементов пространственных сварных каркасов (поя¬
сов, стоек, раскосов) применяются: прокат периодического профиля
(Ст. 5), прокат круглого сечения из стали марки Ст. 3 и профильный
прокат из стали марки Ст. 3. Для элементов соединительной решетки,назначаемой по конструктивным соображениям, а также для монтажных
стержней следует применять прокат круглого сечения из стали марон
Ст. О и Ст. 3.6.	Анкеровка, перегибы, стыки арматурыВ вязаных арматурных каркасах круглые стержни, под¬
верженные растяжению, загибаются на концах в виде крюков для предот¬
вращения скольжения их в бетоне.Наиболее совершенным является полукруглый крюк (рис. I. 23, а)
Наименьший внутренний диаметр загиба крюка первоначально на основа¬
нии опытов был установлен равным 5 диаметрам стержня, но впоследствии
по нормам разных стран его уменьшили до 4—2,5 диаметра*.' У нас по
НиТУ 123-55 диаметр крюка в свету принимается не менее 2,5 диаметра
стержня.При машинном изготовлении крюков прямой участок длййой 3d
на конце крюка (рис. I. 23, б) может отсутствовать.В легком железобетоне гладкие стержни вязаных каркасов при диа¬
метре до 8 мм снабжаются такими же крюками, а при диаметре арматуры
8—20 мм диаметр крюков должен быть вдвое больше, т. е. 5d; кроме
того, при диаметре арматуры более 12 мм под крюками укладываются
коротыши диаметром не менее диаметра основной рабочей арматуры;
при диаметре стержней более 16 мм коротыши должны быть приварены
к арматуре.Рис. Г. 22. Несущая арматураа —из жестких профилей; б — пространственные сварные каркасы; 1 — верхний пояс каркаса
ригеля; 2 — каркас балки; 3 — стыковая накладка балки; 4 — сварка; 5 — каркас колонны; 6 — гиб¬
кая арматура ригеля; 7 — монтажный столик; 8 — опорные стойки каркаса ригеля
62 Глава 7. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонаКонцы растянутых стержней периодического профиля во всех слу¬
чаях, а растянутых стержней гладкой арматуры в сварных сетках и кар¬
касах оставляют без крюков.Подробности анкеровки вязаных и сварных
каркасов рассмотрены ниже (см. § 22).Разного рода перегибы (отгибы) отдель¬
ных стержней круглой арматуры делаются по дуге
круга радиусом не менее 10d во избежание раз¬
дробления бетона под давлением стержня в точке
перегиба (рис. 1.24, а). В легком железобетоне
при диаметре стержней более 12 мм в местах пере¬
гибов необходимо также укладывать коротыши
(рис* I. 24, б). Отгибы стержней горячекатаной
арматуры периодического профиля делаются по
дуге круга радиусом также не менее 10Й.Стыки стержней арматуры осуществляют¬
ся, как правило, электросваркой и только
в некоторых случаях без применения сварки.Стыки внахлестку без сварки применяются при армировании кон¬
струкций сварными сетками.Рис. I. 23. Полукруглые
крюкиРис. I. 24. Перегибы стержней арматуры
а — в обычном бетоне; б — в легком бетоне при d > 12 ммПодобные стыки могут найти применение также в сварных каркасах
и для отдельных стержней, когда сварные стыки трудно осуществить.Таблица 3Длина перепуска /„ сварных сеток и каркасов в местах рабочих стыков
внахлестку (без сварки), расположенных в растянутой зоне, при d± <; 32 ммТип рабочей арматуры диаметром dxНаименьшая длина перепуска
(нахлестки) при марке бетона100 и 150200 и вышеГорячекатаная периодического профиля из стали
марки Ст. 5	30^2ЫХКруглый прокат из стали марок Ст. 3 и Ст. 0 и
холодносплющенная периодического профиля . .35^Арматура из холоднотянутой проволоки, круглая
из стали марок Ст. 3 и Ст. 0, подвергнутая сило¬
вой калибровке, а также горячекатаная периоди¬
ческого профиля из стали марки 25Г2С	40d,ЪЫХПримечание. При расположении стыка в сжатой зоне указанную длину на¬
хлестки уменьшают на 10^.При гладких стержнях на длине стыка в каждой сетке должно быть не менее
трех поперечных стержней (двух ячеек).При легком бетоне марок 100 и 150 длину перепуска круглой арматуры диамет¬
ром 12 мм и более, а также арматуры периодического профиля диаметром 16 мм
и более увеличивают на 10d\.
'§ 2. Арматура63При армировании сварными сетками, согласно НиТУ 123-55 (п. 147),
стыки в рабочем направлении выполняются внахлестку (рис. I. 25, а, б, в)
с длиной перепуска /н не менее указанной в табл. 3 и не менее 250 мм.
Длина перепуска стерж¬
ней обусловлена силой
сцепления между бетоном
и арматурой (см. § 3, п. 1),При арматуре период
дического профиля рекоп
мендуется стык с располо!
жением рабочих стержней
в одной плоскости; для
чего в пределах стыка
одна из сеток (рис* 1.25, г)
или обе сетки (рис. 1.25, д)
не должны иметь прива¬
ренных поперечных стерж¬
ней. При этом стыке длина
нахлестки, приведенная
в табл. 3, увеличивается
на 5 dvВ нерабочем направ¬
лении стык выполняется
(рис. 1.26, а) при диа¬
метре распределительной
арматуры до 4 мм с- пере-:
пуском 50 мм, а при диа¬
метре более 4 мм—с пере¬
пуском 100 мм; перепуск
считается между крайни¬
ми рабочими стержнями
сетки. При диаметре рабочей арматуры 16 мм и более этот стык реко¬
мендуется осуществлять путем укладки дополнительных стыковых сеток
с перепуском в каждую сторону на 15d2, но не менее 100 мм(рис. I. 26, б).Рабочие стыки сварных
каркасов с односторонним
расположением продольных
стержней выполняются так же,
как и стыки сварных сеток
(рис. I. 25, а, б, в); при этом на
длине расположения стыка кар¬
касов должны устанавливаться
хомуты с шагом .. и < 5d,
(рис. 1.27) или корытообраз¬
ные сварные сетки с тем же ша¬
гом поперечных стержней.Стыкований внахлестку
каркасов с двусторонним рас¬
положением продольных стерж¬
ней не допускается.В вязаных сетках и каркасах площадь сечения стержней, стыкуемых
внахлестку (без сварки), в одном месте должна составлять не более 25%
от общей площади при гладкой арматуре и не более 50% при арматуре
периодического профиля.Рис. I. 25. Стыки сварных сеток в рабочем
направленииРис. I, 26. Стыки сварных сеток в нерабочем
направлении
G4 Глава I. Основные физик о-механические свойства бетона, стали и железобетонаДля холодносплющениой арматуры периодического профиля длина
перепуска во всех случаях принимается на 5 диаметров больше, а для
горячекатаной арматуры периодического профиля из стали марки 25Г2С
на 10 диаметров больше.Сварные стыки выполняются контактной сваркой впритык или
электродуговой сваркой.1. Стык впритык (рис. I. 28), выполняемый контактной электросвар¬
кой, применяется только при заготовке арматуры на стороне, когдадлинный стержень составляется из двух
или нескольких коротких стержней диа¬
метром не менее 10 мм, а для холодно-;
обработанной арматуры при диаметре
стержней не менее 14 мм.При помощи контактной стыковой
сварки впритык допускается соединять
стержни разных диаметров, когда отно¬
шение площадей их сечений не превосхо¬
дит 1,5.2.	Стыки стержней, осуществляемые
дуговой сваркой, выполняются внахлест¬
ку или с накладками и подкладками; они
применяются при соединении стержней
гладкой арматуры, не подвергнутой меха¬
ническому упрочнению, а также стерж¬
ней горячекатаной арматуры периодиче¬
ского профиля.При стыках внахлестку (рис.
I. 29, а) концы свариваемых стержней
необходимо располагать так, чтобы под
действием усилия в стержне стык не раз¬
гибался; при двустороннем шве длина
нахлестки (шва) должна быть не менее 5d (рис. I. 29, б).Стык с накладками из двух коротышей с односторонней приваркой
имеет длину 10с?_(рис. I. 29, в); при двусторонней приварке (4 фланговых
шва) длина накладок уменьшается до 5Й (рис. I. 29, г). В стыках с наклад¬
кой из полосы, согнутой под углом 120°, или из размалкованного уголка
(рис. I. 29, д) при швах с обеих сторон длина стыка также равна-lOd.Большое сокращение
длины стыка — до ЗУ дости¬
гается применением подкла¬
док в виде уголка или же¬
лоба со сваркой торцов
стержней (рис. I. 29, е, ж).Толщина подкладок или накладок в виде желоба, уголка или согну¬
той полосы должна быть не менее 0,2 d и не менее 4 мм.Во всех случаях длина сварных швов должна быть не меньше длины
нахлестки или накладок, причем высота шва принимается равной 0,25d,
но не менее 4 мм, а ширина В = 0>7(dM не менее 10 мм (рис. I. 29, и).Сварку толстых стержней диаметром от 36 до 60 мм рекомендуется
выполнять так называемой дуговой ванной сваркой, разработанной
ЦНИПС1. К свариваемым стержням на прихватках крепят штампованныеРис. 1. 27. Стык сварного каркасаа — с дополнительной сварной сеткой;
б — с дополнительными хомутамиРис. 1.28. Стык, выполняемый контактной сваркой1	Временные указания по дуговой ванной и электрошлаковой сварке стыков арматуры
железобетонных конструкций (У 141-55), Государственное издательство литературы по строи-ИП 43-56тельству и архитектуре, 1955; Инструктивное письмо Д1СПМХГ1 0 сваРке стыков стерж¬
ней арматуры при монтаже.
§ 2. 'АрматураРис. I. 29. Стыки стержней, выполняемые
дуговой сваркой
66 Глава I. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонаподкладки с канавкой (рис. I. 29, /с); для стержней диаметром более 40мм
применяют составные подкладки из двух половин. За неимением штампо¬
ванных подкладок могут быть применены сварные подкладки. Электри¬
ческую дугу возбуждают между особым электродом в виде гребенки и дном
подкладки. Образовавшаяся жидкая ванна перегретого расплава передает
тепло торцам стержней, которые оплавляются сами и соединяются с наплав¬
ленным металлом.Как показали исследования НИИ-200, дуговая сварка возможна
и для холодносплющенных стержней периодического профиля; она можетвыполняться с накладками из круг¬
лой стали или из согнутой полосы,
как показано на рис. I. 30. Ступен¬
чатый обрыв накладок объясняется
стремлением получить более плав¬
ный переход от стержня к стыку.§ 3. СОЧЕТАНИЕ БЕТОНА С АРМАТУРОЙ1.	Сцепление арматуры с бетономПод сцеплением понимается
явление, при котором забетониро¬
ванный стержень оказывает значи¬
тельное сопротивление при его вы¬
дергивании или выталкивании. При
достаточной длине заделки стержня
это сопротивление может быть так
велико, что прежде будет преодолена прочность стали при растяжении,
чем сцепление с бетоном по поверхности стержня.Можно указать на три основные причины сцепления арматуры с бе¬
тоном.Прежде всего благодаря усадке бетона, т. е. уменьшению его в объеме
при твердении на воздухе, происходит зажатие стержней в бетоне, вслед¬
ствие чего скольжению их будут противодействовать силы трения.
Эта причина при гладкой арматуре обеспечивает до 3/4 всей силы сце¬
пления.Затем сдвигу стержней противодействуют силы склеивания;
наличие такого склеивания коллоидной массы цементного раствора или
бетона со сталью, т. е. собственно сцепления, доказано опытами. Например,
для отрыва раствора состава 1 : 3 в возрасте 15 дней от стального листа
требуется приложить усилие по нормали к листу от 5 до 19 кг!см2, в зави¬
симости от состояния поверхности листа и способа хранения образца;
при влажном хранении величина сцепления увеличивается.Наконец, наличие некоторых неровностей (например, наличие корки
от прокатки) на поверхности стержней арматуры также препятствует
скольжению стержней в бетоне при выдергивании или выталкивании;
здесь должно быть преодолено сопротивление срезу бетона.В опытах и расчетах указанные три причины — трение, склеивание
и сопротивление срезу — не разделяются, а определяется численная
величина силы сцепления или так называемого сопротивления скольже¬
нию (сдвигу), отнесенная к 1 см2 наружной поверхности арматуры.Как было отмечено ранее, существование сцепления между армату¬
рой и бетоном является основным фактором, обеспечивающим совместную
работу бетона и стали. Поэтому выполнение всех условий для обеспечения
в конструкции необходимого сцепления является крайне важным.Рис. I. 30. Сварные стыки холодносплю*
щенной арматуры
§ 3. Сочетание бетона с арматурой67Величина силы сцепления тсц, как показывают многочисленные
опыты, зависит от многих факторов.Сцепление возрастает с увеличением содержания цемента в бетоне
и уменьшается с увеличением содержания воды, что указывает на связь
между сцеплением и В/Ц.Сцепление возрастает с увеличением возраста бетона, что объясняется
повышением прочности цементного камня в бетоне и нарастанием усадки.
По опытам это возрастание достигало 70% при увеличении возраста
бетона с 4 недель до 4 лет.На величину сцепления влияет и метод укладки бетонной смеси:
вибрирование увеличивает сопротивление скольжению арматуры в бетоне.Сцепление зависит от формы се*
чения стержней: для круглых стерж¬
ней оно больше, чем для стержней
с плоскими гранями. Так, по опытам
сцепление для арматуры из круглого
проката было 35,8 кг/см2, из квадрат¬
ного 30,2 кг/см2, а из полосовой
стали 20,5 кг/см2.Стержни периодического профи¬
ля при выдергивании оказывают
сопротивление скольжению, в 2 раза
и более превышающее сопротивление
круглых стержней.Это увеличение силы сцепления
происходит из-за приданной стержням формы (с выступами), способ¬
ствующей зацеплению в бетоне (см. рис. I. 17).Напряжения сцепления распределяются неравномернр по длине
заделки стержня (рис. I. 31); с ее увеличением среднее расчетное напря-2жение тсц = ~ (где и — периметр стержня и I — его длина) уменьшаетсяпри постоянном наибольшем напряжении тсцмак для данного образца.Сопротивление скольжению при продавливании стержня выше, чем
при выдергивании, что объясняется поперечными деформациями расши¬
рения самого стержня,По опытам ЦНИПС, раннее замораживание бетона ведет к резкому
понижению сцепления арматуры с бетоном.Сопротивление скольжению определялось также и при изгибе бадок
(с разным армированием), в которых напряжения сцепления постепенно
возрастают от середины балки к опорам. Результаты опытов с балками
хорошо согласуются с результатами прямых опытов по выдергиванию
стержней.Установка хомутов, по французским опытам, повышает сопротивле¬
ние выдергиванию для продольной арматуры на 25%.На основании опытов можно принять для, обыкновенных бето¬
нов тсц = 25-4-40 кг/см2, что близко по величине к прочности бетона
при скалывании.По старым опытам, среднее отношение сопротивления скольжению
к прочности бетона при сжатии равно 0,19; новейшие опыты показали,
что это отношение с повышением марки бетона падает.Практически увеличение силы сцепления между бетоном и арматурой,
вернее, увеличение сопротивления скольжению арматуры в бетоне дости¬
гается путем устройства крюков на концах гладких стержней, приданием
стержням арматуры периодического профиля, применением сварных кар¬
касов и сварных сеток, а также специальных анкеров.Рис. 1.31. Эпюра напряжений сцепле¬
ния при выдергивании стержня из
бетона
68 Глава I. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонаНаименьшую необходимую длину заделки круглого стержня можно
приближенно определить из условия, чтобы стержень был надежно закреп¬
лен вплоть до достижения арматурой нормативного сопротивления (пре¬
дела текучести). Из равенства растягивающих и срезывающих усилий
(рис. .1. 31), имеем:^-RlKx^dl,откуда4тсцОтсюда следует, что длииа заделки стержня увеличивается с увели¬
чением прочности стали.2.	Усадка бетона в железобетонных конструкциях.Влияние арматуры на величину усадки и разбухания бетона наглядно
представлено кривыми (рис. I. 32), построенными по результатам опытов
над бетонными и железобетонными образцами, наблюдавшимися на про-тяжении 6 лет. На этих графиках даны относительные изменения длины
призматических образцов обоих видов при хранении в воде и на воздухе
(при температуре 15—22°). Наибольшее развитие усадка приобретает
в первый год твердения, причем за первые 3 месяца она составляет при¬
мерно половину годичной. Деформации бетонных и железобетонных образ¬
цов при твердении на воздухе значительно больше, чем при твердении
в воде. Величина усадки зависит от содержания арматуры. В описывае¬
мых опытах наличие арматуры более чем в 2 раза уменьшало усадку
и разбухание бетона.Явление усадки и разбухания бетона являются очень важными для
железобетонных конструкций, так как благодаря им возникают началь¬
ные (собственные) напряжения в бетоне и арматуре.Остановимся главным образом на влиянии усадки, так как обычный
случай — это твердение бетона на воздухе.Представим себе бетонную стойку (рис. I. 33), которая вследствие
усадки укорачивается на величину А/.Если в такую стойку будут забетонированы стальные стержни, то
по окружности последних во время твердения возникнут силы сцепления,
благодаря которым сталь при усадке бетона хотя и укоротится на некото¬
рую длину Дя, но не позволит бетону сократиться на полную длину Д/;Рис. I. 32. Кривые усадки и разбухания бетона и железобетона
§ 3 Сочетание бетона с арматурой69в связи с этим бетон как бы получает удлинение на величину АХ. Таким
образом, при твердении на воздухе забетонированная арматура получает
начальное напряжение сжатия, а бетон — начальное растягивающее
напряжение.Укажем на французские опыты, давшие ценные результаты в отноше¬
нии усадочных напряжений в железобетонной балке. Испытанию подвер¬
гались балки прямоугольного сечения 15 X 25 см
с двойной арматурой. По величине деформаций от
усадки вычислялись соответствующие напряжения в
арматуре. На рис. I. 34 приведены кривые изменений
усадочных напряжений в арматуре в течение 396 дней,
причем в последние 180 дней балка подвергалась по¬
переменному увлажнению и высушиванию.Как видно, за первые 216 дней твердения на воз¬
духе (первые 12 суток балка сохранялась под мокрыми
мешками) усадочные напряжений в арматуре достигли
значительной величины: 330 кг/см2 в нижней арма¬
туре и 635 кг/см2 — в верхней.Последующие увлажнения балки и погружения ее в воду вызывали
сильное уменьшение величины усадки и напряжений в арматуре, а новое
высушивание уже не вызывало ранее полученных напряжений.При этом было выявлено неравномерное распределение усадочных
напряжений по длине арматуры, а именно, увеличение напряжений от
опор к середине балки, по-видимому, по плавной кривой.Рис. 1.33.При слабой арматуре напряжения сжатия в ней от усадки бетона
могут быть весьма значительны, а растягивающие напряжения в бетоне
невелики. Наоборот, при сильном армировании растягивающие напряже¬
ния в бетоне могут быть весьма значительными.Если арматура в железобетонном элементе расположена несимметрич¬
но, например лишь с одной стороны поперечного сечения, то при усадке
влияние арматуры скажется как действие момента внутренних сил, вызы-Рис. I. 34. Кривые усадочных напряжений в арматуре
70 Глава /. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонавающего растяжение в бетоне со стороны расположения арматуры и сжа¬
тие с противоположной стороны.В изгибаемых элементах арматура в растянутой зоне под влиянием
усадки бетона разгружается. С бетоном дело обстоит значительно хуже:
в . растянутой зоне начальные растягивающие напряжения (от усадки)
будут складываться с напряжениями от нагрузки, и чем больше содержа¬
ние арматуры, тем начальные напряжения будут больше и опасность
появления трещин от усадки возрастет. С появлением трещин разгружаю¬
щее влияние усадки уменьшается, а в стадии разрушения и вовсе исчезает.Собственные напряжения в бетоне могут быть несколько ослаблены
тем, что в первое время твердения бетона его поддерживают во влажном
состоянии; это особенно важно в жаркое время. При несоблюдении необхо¬
димых требований по уходу за бетоном во время твердения на воздухе
в сооружениях нередко появляются трещины.Для уменьшения усадочных деформаций необходимо уже при подборе
состава бетона и его приготовлении принимать следующие меры: доби¬
ваться при заданной марке бетона возможно меньшего расхода цемента
и воды, зерновой состав заполнителей подбирать так, чтобы он обеспечивал
наибольшую плотность бетона, производить тщательное уплотнение бетон¬
ной смеси при укладке.Точную величину начальных напряжений установить трудно, тем
более, что сила сцепления не является постоянной величиной, а по мере
твердения бетона постепенно увеличивается.На практике при расчете некоторых статически неопределимых кон¬
струкций больших пролетов (арок, рам) учитывают влияние усадки,
принимая его эквивалентным понижению температуры на определенное
число градусов — от 0 до 20°, — в зависимости от условий производства
работ. Обычно коэффициент укорочения от усадки принимается для тяже¬
лого железобетона еу = 0,00015, что при коэффициенте линейного рас¬
ширения а = 0,00001 эквивалентно понижению температуры на 15°;
для легкого железобетона еу = 0,00020.При расчете конструкций обычных промышленных и гражданских
зданий большой протяженности влияние усадки обычно не учитывается,
а с целью предупреждения трещин от усадки и от изменений температуры
устраиваются деформационные — «температурно-усадочные» швы Ч3.	Ползучесть бетона в железобетонных конструкцияхПолзучесть бетона, как и усадка, вызывает в армированных образцах
значительно меньшие деформации (в 1,5—2 раза по сравнению с неарми-
рованными) и также находится в зависимости от содержания арматуры.
Например, колонны из бетона состава 1 : 5 с 3% продольной арматуры
и 1,8% спиральной арматуры, нагруженные в возрасте 2 месяцев при
напряжении 56 кг!см2, в течение 18 месяцев получили деформации 0,4 мм
на 1 пог. му а колонны из такого же бетона без арматуры — 0,6 мм на
1 пог. м. Чем меньше процент армирования, тем больше прирост дефор¬
маций.Наибольшее количество экспериментальных исследований о ползу¬
чести в армированных элементах относится к центрально сжатым. На
основании результатов этих исследований можно отметить следующее.В железобетонной колонне усадка и ползучесть бетона под постоянной
нагрузкой действуют в одном направлении — разгружают бетон и увели¬
чивают напряжения в арматуре, причем последние могут достигнуть1 Более подробно об устройстве швов сказано в главе XII.
§ 3. Сочетание бетона с арматурой71весьма значительной величины. Происходит перераспределение Напряже¬
ний в бетоне и стали: напряжения в бетоне уменьшаются, а в арматуре —
возрастают. Наиболее интенсивное перераспределение напряжений вслед¬
ствие ползучести происходит в первые 200 дней нахождения конструкции
под нагрузкой.При достаточно надежной поперечной арматуре (хомуты, спирали)
достижение предела текучести в продольной арматуре будет задерживать¬
ся относительно малыми деформациями бетона. При увеличении нагрузки
на колонну и росте деформаций арматуры бетон будет вовлекаться в работу,
разгружая арматуру. Опыты показали, что нагрузка в 80% и даже 90%
от разрушающей не вызывала никаких признаков разрушения в течение
весьма длительного срока ее действия.Отсюда следует, что ползучесть бетона, приводя к перераспределению
напряжений в колонне (при эксплуатационной нагрузке), не уменьшает
ее предельной прочности.В элементах, работающих на изгиб (балках), усадка и ползучесть
бетона действуют взаимно разгружающим образом, а именно: под влиянием
ползучести сжатого бетона напряжения в нем падают сначала быстро,
а затем все медленнее, а напряжения в растянутой арматуре, наоборот,
вначале повышаются незначительно, а затем начинают расти весьма интен¬
сивно и могут легко дойти до предела текучести; усадка изменяет напря¬
жения в обратном направлении: в сжатом бетоне — несколько увеличивает
их, а в арматуре — уменьшает.Таким образом, с течением времени ползучесть и при изгибе приводит
к перераспределению напряжений между бетоном и арматурой; характер
этого перераспределения меняется в зависимости от стадии напряженного
состояния элемента. Влияние ползучести при изгибе изучено далеко
не полно. Еще меньше изучен вопрос о ползучести при кручении и срезе.4.	Влияние высоких температур на бетон и железобетонПрактика применения обычного бетона и железобетона показала, что
при длительном нагреве выше 200—250° их прочность снижается, а при
нагреве сверх 500° бетон разрушается либо от потери прочности, либо
от возникновения чрезмерных температурных усилий *.Основной причиной разрушения обычного бетона на портланд-цементе
является превращение гидрата окиси кальция Са(ОН)2 (образующегося
при твердении цемента) под влиянием высоких температур в окись каль¬
ция СаО (известь-кипелку), которая впоследствии при гашении за счет
влаги воздуха увеличивается в объеме и разрушает бетон. ПричиноА..
разрушения бетона являются также и дополнительные напряжения,
возникающие вследствие различия в деформациях цементного камня
и заполнителя, а также неравномерного изменения объема заполнителей
и ослабления прочности самого заполнителя из-за разнородности минерало¬
гического состава (гранит, известняк и др.).При рассмотрении влияния высоких температур на бетон и железо¬
бетон различают: 1) кратковременное их действие на конструкцию при
пожарах и 2) длительное действие высоких температур на конструкции
(фундаменты доменных печей, дымовые трубы и борова *и др.).Как отмечалось выше, бетон и железобетон относятся к огнестойким
материалам, способным противостоять температурам 1000—1100° при1	К. Д. Некрасов, Жароупорные бетоны и их применение в строительстве,
ЦНИПС, сборник «Вопросы современного железобетонного строительства», Государствен¬
ное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952; его же, Жаро¬
упорный бетон, Промстройиздат, 1957.
72 Глава I. Основные физика-механические свойства бетона, стали и железобетонапожарах в течение 3 час. (как этого требуют противопожарные нормы)
без существенной потери прочности. Здесь необходимо подчеркнуть, что
для огнестойкости железобетонных конструкций большое значение имеет
толщина защитного слоя.Совершенно другие требования предъявляются к железобетонным
конструкциям, подвергающимся в условиях их эксплуатации длительному
воздействию высоких температур, хотя бы и существенно более низких,
чем температуры при пожарах. Здесь необходима защита бетона при
помощи специальной изоляции (футеровки), но такая изоляция и дорога,
и не всегда возможна.Поэтому возникла необходимость создать новый вид бетона, который
мог бы сохранять несущую способность при высоких температурах.
В течение последних лет в результате больших экспериментальных работ,
проведенных ЦНИПС, удалось разработать «жароупорный бетон»1.5.	Коррозия бетона и арматуры и меры защиты.-Для обеспечения долговечности железобетонных конструкций про¬
мышленных зданий, гидротехнических, санитарно-технических и других
сооружений, подвергающихся действию агрессивной среды (водной или
газообразной), необходимо принимать меры против возможного развития
коррозии бетона и арматуры.а) Коррозия бетонаК основным факторам, от которых зависит направление, вид и ско¬
рость процессов коррозии бетона, относятся: свойства примененного
цемента, плотность (проницаемость) бетона, а также свойства среды,
окружающей бетон.Как уже было сказано, в наиболее распространенных цементах —
обыкновенном, пуццолановом и шлаковом — в результате процессов
гидратации при затворении водой в цементном камне появляется допол¬
нительно гидрат окиси кальция Са(ОН)2. Последний в большинстве случаев
является одной из наиболее подверженных коррозии составных частей
цементного камня, а следовательно, и бетона. Наибольшее количество
свободного гидрата окиси кальция содержится в затвердевшем обычном
цементе; поэтому он и является в этом отношении наименее стойким.Чем менее плотен и более проницаем бетон, тем скорее протекает
процесс коррозии. Поэтому особое внимание должно уделяться подбору
состава в целях получения наиболее плотного бетона. На коррозионной
стойкости бетона могут сказаться и свойства заполнителя: опасными
являются породы слабые или способные разрушаться под действием агрес¬
сивной среды, как, например, известняки, некоторые виды песчаников
и др. При наличии кислых вод эти породы способны сами разрушаться
и этим усиливать разрушение бетона.В зависимости от свойств агрессивной среды — газообразной и вод¬
ной — коррозия может протекать по трем основным направлениям,
в соответствии с которыми различаются три основных вида коррозии
бетона2.1) Под влиянием воды, фильтрующейся сквозь бетон, происходит
прямое растворение цементного камня и в первую очередь гидрата окиси
кальция. При проницаемом бетоне вода способна вызывать значительные1	См. главу II.2	В. М. Москвин, Коррозия бетона, Государственное издательство литературы
по строительству и архитектуре, 1952; Академия наук СССР, Труды конференции по кор¬
розии бетона, изд, АН СССР, 1937.
§ 3. Сочетание бетона с арматурой73разрушения, растворяя Са(ОН)2 и унося растворенные составные части
цементного камня; при этом образуются белые потеки, хлопья или стала¬
ктиты. Наибольшей растворяющей способностью, т. е. агрессивностью,
обладают мягкие воды с малым содержанием солей кальция. Образовав¬
шиеся белые потеки под влиянием углекислоты воздуха постепенно пре¬
вращаются в карбонат кальция (СаС03) и тем самым закрепляются.2)	Между веществами, содержащимися в агрессивной среде и цемент¬
ном камне, протекают химические реакции, продукты которых частично
остаются на месте в виде аморфной массы, а главным образом тоже рас¬
творяются и уносятся агрессивной средой. Характерной реакцией является
действие на бетон магнезиальных солей MgCl2 или MgS04, при которой
образуются растворимый хлористый кальций или гипс. Сюда же может
быть отнесено и прямое действие большинства кислот, энергично всту¬
пающих во взаимодействие с гидратом окиси кальция и разлагающих
силикаты и алюминаты. Присутствие в растворе свободной углекисло¬
ты С02 разрушительно действует на бетон; доказано, что степень актив¬
ности вод, содержащих агрессивную С02, пропорциональна квадрату
содержания последней.3)	Продукты химического взаимодействия агрессивной среды и бетона
не растворяются, а, кристаллизуясь, заполняют постепенно те поры
и каналы, в которых они образовались. Рост кристаллов вызывает появле¬
ние напряжений в стенках пор и каналов, что приводит к разрыву стенок
и быстрому разрушению бетона. Наиболее изучена такого рода коррозия
бетона при действии сернокислых солей средней и высокой концентрации.
Чем выше концентрация SO^ в растворе, тем скорее можно ожидать раз¬
вития коррозии этого вида, связанной с образованием комплексных
соединений, например сульфоалюмината кальция и других солей.В действительности редко происходит коррозия бетона только одного
вида, но обычно наблюдается преобладание одного из трех основных
видов и всегда можно проследить и учесть роль второстепенных для дан¬
ного случая видов коррозии.Возникновение разных видов коррозии бетона находится в зависимо¬
сти от свойств агрессивной среды и состава и качества бетона. Для оценки
степени агрессивности среды при выборе защитных мероприятий разра¬
ботаны нормы \ устанавливающие предельные значения гидрокарбонат¬
ной щелочности — ионов НСОд (агрессивность выщелачивания), водород¬
ного показателя pH (агрессивность общекислотная), содержания свобод¬
ной углекислоты С02, сульфатов SO" и Mg".б)	Коррозия арматурыКоррозия бетона обычно сопровождается и коррозией (ржавлением)
арматуры, но последняя может протекать и независимо от коррозии бетона.Как известно, защита арматуры от коррозии достигается образова¬
нием плотной бетонной оболочки и щелочной среды, создаваемой нали¬
чием Са(ОН)2 в цементном камне. Поэтому при достаточной гаЗо- и водо¬
проницаемости бетона, а также при образовании трещин (от разных
причин) шириной более 0,2—0,25 'мм коррозия арматуры^ может начи¬
наться и без химического разрушения самого бетона. Это может происхо¬
дить в атмосферных условиях различных фабрик и заводов (особенно
химических и нефтеперегонных), паровозных депо и др.1 Нормы и технические условия «Бетон гидротехнический. Признаки и нормы агрес¬
сивности воды — среды» (Н 114-54), Государственное издательство литературы по строи¬
тельству и архитектуре, 1954.
74 Глава I. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетонаДобавка к цементу пуццолан, полезная для получения большей
плотности бетона, в то же время понижает щелочность бетона за счет
связывания Са(ОН)2 с Si02 добавки, что создает более благоприятные
условия для коррозии арматуры.Замечено, что коррозия арматуры происходит там, где бетон периода
чески смачивается водой.Продукты коррозии арматуры (ржавчина), значительно увеличиваясь
в объеме против первоначального объема стали, откалывают защитный
слой бетона, обнажая арматуру и способствуя дальнейшему разрушению
конструкции.Надо заметить, что условия коррозии арматуры еще не достаточно
изучены (и в том числе влияние разных климатов — холодного, умеренного
и жаркого).в)	Мероприятия по защите от коррозииПри выборе мероприятий для предотвращения коррозии бетона
и арматуры учитывается степень агрессивности среды, а также характер
и назначение возводимого сооружения.'К числу предупредительных мероприятий прежде всего относится
разработка системы отвода заводских сбросовых и оборотных вод не
только в пределах сооружения, но и вне его. Недопустима свалка различ¬
ных химических отбросов, шлаков и т. п. на территории предприятия как
в период стройки, так и в период эксплуатации. Важно, чтобы в помеще¬
ниях была исправная вентиляция; в противном случае газообразные
продукты могут вызвать быстро протекающую коррозию бетона и арма^
туры. Необходима продуманная система отвода агрессивных растворов
с полов различных цехов и т. п.Большое значение имеют выбор вида цемента и подбор состава бетона
с учетом агрессивности среды. Во многих случаях применение специаль-;
ного сульфатостойкого цемента позволяет повысить долговечность железо-;
бетонных сооружений. В придании плотности цементному камню значив
тельную роль играет величина водоцементного отношения, которая должна
быть тем меньше, чем суровее внешние условия по отношению к бетону.В случае большой агрессивности среды нельзя обойтись одним лишь
выбором более стойкого цемента и величины В/Ц, а необходимо защитить
поверхность бетона от непосредственного соприкосновения с агрессивной
средой. Для подземных конструкций и сооружений наиболее простой
защитой является устройство набивки из мягкой глины (толщиной 20—
30 см) по поверхности защищаемого элемента (фундамента, подпорной
стенки и др.). Для поверхностных покрытий в настоящее время наиболь¬
шее распространение получили битумные материалы, из которых наиболее
стойкими являются природные битумы, затем нефтяные битумы и, нако:
нец, каменноугольные смолы.Поверхность наземных железобетонных сооружений, подвергающихся
действию агрессивной среды, должна быть максимально плотной. С этой
целью поверхность бетона оштукатуривается цементным раствором со:
става 1 : 2 или наносится слой торкрета толщиной 1,5—2 см.При Постоянном действии агрессивных растворов это средство не
всегда Достигает цели. В этих случаях поверхность бетона защищают
слоем битума, причем при относительно слабой агрессивности среды
наносится холодный раствор битума в соответствующем растворителе
(бензин, бензол). При воздействии среды большой агрессивности на поверху
ность бетона наносится горячая битумная обмазка по предварительной
грунтовке из холодного раствора битума или оклеечной изоляции. Нанесем
ние непосредственно на холодную поверхность бетона расплавленного
'§ S. Сочетание бетона с арматурой75битума не оказывает необходимого действия, так как он быстро остывает,
не проникая вглубь бетона, а образующаяся пленка вскоре отслаивается.В тех случаях, когда на битумную изоляцию могут попадать раствор
ряющие ее масла, следует применять изоляцию на основе каменноуголь^
ного пека и каменноугольной смолы (на бензоле).Наконец, при действии весьма агрессивной среды приходится при¬
бегать к наиболее сложному и дорогому способу — облицовке поверхно¬
сти бетона стойкими материалами — такими, как керамика, стекло,
камень и др.Против действия агрессивных газов целесообразно производить
покраску бетонных поверхностей слабым раствором кремнефтористо:
водородной кислоты.
ГЛАВА IIОСНОВНЫЕ РАЗНОВИДНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ§ 4. КЛАССИФИКАЦИЯСовременные железобетонные конструкции отличаются весьма боль¬
шим разнообразием. Прежде всего одни конструкции не имеют искус¬
ственно созданных напряжений, другие имеют такие напряжения. По
этому признаку железобетонные конструкции разде¬
ляются на обычные и предварительно напряжен-
н ы е.Здесь мы остановимся главным образом на классификации обычных
железобетонных конструкций и на первоначальных понятиях о их различ¬
ных видах.Относительно предварительно напряженных конструкций отметим
лишь причину их появления и основную идею и дадим краткую характе¬
ристику основных их видов, отнеся подробности классификации к главе XI.Одним из основных недостатков обычных железобетонных конструк¬
ций, как это было отмечено выше, является возможность образования
трещин (в изгибаемых элементах) при нагрузках, даже не достигающих
эксплуатационных. Стремление устранить этот недостаток, а попутно
и другие (большой собственный вес и невозможность использования высо¬
копрочных сталей) и привело к созданию более совершенных в техническом
отношении предварительно напряженных конструкций.Основная идея этих конструкций состоит в том, что путем искус¬
ственного предварительного обжатия бетона в тех местах конструкции,
где нагрузка вызывает растягивающие усилия, бетон получает возмож¬
ность (резерв) работать на такие усилия под нагрузкой (эксплуатацион¬
ной) без опасения преждевременного образования трещин.Однако, несмотря на все достоинства предварительно напряженного
железобетона, обычный железобетон (без наличия искусственно создан¬
ных напряжений) не потерял своего значения, находит широкое приме¬
нение в разнообразных областях строительства и незаменим во многих
конструкциях.Все обычные железобетонные конструкции (и их элементы)
различаются по трем основным признакам — по методу выполнения, по
виду арматуры и по виду бетона, причем по каждому из них имеются
свои разновидности; кроме того, все конструкции еще различаются по
виду напряженного состояния (табл. 4).Все предварительно напряженные железобетон¬
ные конструкции в зависимости от способа создания предварительного
напряжения, можно разделить на четыре основных вида:1)	конструкции, характеризуемые натяжением арматуры на упоры
(рис. IL 1, а); в них реактивная сила от натяжения арматуры
первоначально передается на специальные упоры, а после укладки и от¬
вердения бетона натяжные приспособления освобождаются и арматура,
сокращаясь, передает сжимающие усилия на бетон;
Классификация обычных железобетонных конструкцийТаблица 4§ 4. Классификацияв стационарн.
щитовой опа¬
лубкев скользящей
и в перестав¬
ной опалубкена вибропло¬
щадкахвиброштам¬пованиецентрифуги¬рованиес элем, из
обычного ж/бс предварит,
напряж. элем.в передвиж¬
ной опалубкев подвесной
опалубке
(армат.-опа-
луб. блоки)на стендах и
в матрицахнепрерывныйпрокатпресс-прокатс элементами
из „армоце-
мента“на гравиина щебнемелкозернистый(песчаный)газобетонпенобетонна естествен,
заполн. (пемза
и др.)на искусствен,
заполн. (ке¬
рамзит и др.)на портланд¬
цементена жидком
стеклеа) тяжелый
ж/бб) легкий
ж/бв) ячеистый
ж/бг) жароупорный
ж/б3. По виду бетонаб) с несущей арматуройпростр. каркасы (пром.
и инженерн. сооружения)жесткая арматура
(высот, зд.)а) монолитныеб) сборныев) сборно¬
монолитные1. По методу выполнения2. По виду арматурыа) с гибкой арматуройсварные сетки и
сварные каркасы4. По виду напряженного состоянияотдельными
' стержнямиизгибаемыецентральносжатыецентрально¬растянутыевнецентренносжатыевнец_'нтреннорастянутыеработающие на
кручение с изгибом
78Глава II. Основные разновидности железобетонных конструкцийРис. И. 1. Основные виды предварительно напряженных конструкций;а —с натяжением арматуры на упоры; б—с натяжением арматуры на бетон;
i — момент натяжения; 2 — готовый элемент; 3 — подготовленный к натя¬
жению элемент; 4 — готовый элементв виде брусков, досок, решеток, рамок и т. п., работающих совместно
с монолитным бетоном, укладываемым обычно после установки элементов
йа место;4)	самонапряженные конструкции, характеризуемые тем, что вся арма¬
тура в них подвергается предварительному растяжению за счет исполь¬
зования энергии особого расширяющегося цемента; этот прогрессивный вид
конструкций находится еще в стадии исследований и испытаний.Начнем с рассмотрения простейших разновидностей конструкций
по виду напряженного состояния, дающих первые понятия о работе
железобетонных конструкций.§ 5. ПРОСТЕЙШИЕ РАЗНОВИДНОСТИ КОНСТРУКЦИЙ ПО ВИДУ НАПРЯЖЕННОГОСОСТОЯНИЯЖелезобетонные конструкции (элементы), будь то монолитные или
сборные, с гибкой или жесткой арматурой, из тяжелого, легкого или
Другого бетона могут работать различно: а) на изгиб работают плиты,
панели, балки; б) на центральное сжатие — стойки, колонны; в) на вне-
центренное сжатие — колонны, рамы, арки, своды; г) на внецентренное
растяжение — прямоугольные резервуары, бункеры; д) на центральное
растяжение — затяжки, подвески, напорные трубы, цилиндрические
резервуары; е) на кручение с изгибом — бортовые балки перекрытий,
мачты и др.2)	конструкции, характеризуемые натяжением арматуры на затвер¬
девший бетон (рис* II. 1, б); здесь после отвердения бетона произво¬
дится одновременное растяжение арматуры (не имеющей сцепления с бе¬
тоном) и сжатие бетона, и это уравновешенное состояние сохраняется
закреплением арматуры по концам элемента особыми анкерными устрой¬
ствами; путем последующей инъекции цементного раствора дости;
гается сцепление арматуры с бетоном;3)	конструкции, характеризуемые использованием в качестве арма¬
туры заранее изготовленных предварительно напряженных элементов
§ 5. Простейшие разновидности конструкций по виду напряженного состояния 79Здесь остановимся только на простейших конструкциях (элементах),
в которых роль арматуры заключается в восприятии растягивающих или
сжимающих усилий.1.	Как указывалось, роль арматуры чаще всего заключается в вос¬
приятии растягивающих усилий, по направлению которых приблизительно
и должны располагаться арматурные стержни.Простейшими железобетонными конструкциями, в которых при изгибе
возникают растягивающие напряжения, являются плита и балка
прямоугольного сечения. Разница между ними заключается в отношении
их ширины к высоте, а именно: если высота поперечного сечения больше,
равна или несколько меньше ширины его, то такой элемент называется
балкой; у плит же ширина сечения преобладает и может быть неограни¬
ченной.Существенная разница имеется в устройстве опор: балка считается
линейным элементом, покоящимся на «точечных» опорах, расположенных
по одной линии, вдоль оси балки; плита же является плоскостным эле¬
ментом и ее опоры простираются по всей ее ширине, а нередко и по всему
контуру. При этом если плита имеет отношение сторон больше 2:1,
она называется балочной, при отношении же меньшем 2 : 1 и опо¬
рах по всему периметру — плитой, опертой по контуру.Кроме балок прямоугольного сечения, могут быть балки и других
сечений, например таврового, двутаврового, полого и др.Как плиты, так и балки разделяются по конструкции (по устрой¬
ству опор и расположению арматуры) на свободно опертые, с заделан¬
ными опорами, неразрезные, консольные.В плите (балке), свободно лежащей на двух опорах и рав¬
номерно нагруженной (рис. II. 2, а), изгибающие моменты на опорах
равны нулю и постепенно возрастают к середине, достигая там своего
максимума; при этом напряжения сжатия кверху от нейтральной оси и рас¬
тягивающие напряжения в нижней зоне плиты (балки) постепенно воз¬
растают к середине.Ясно, что для того чтобы не произошло поломки плиты (балки) от
слишком малого сопротивления бетона растяжению, арматуру нужно
располагать в зоне растяжения, близ нижней грани, по направлению
растягивающих усилий.Как в этой плите, так и дальше, для наглядности, показана арматура
круглого сечения, с крюками на концах; в случае применения арматуры
периодического профиля или сварных сеток (каркасов) крюки на концах
стержней обычно отсутствуют.Когда плита (балка) имеет заделанные концы (рис. II. 2, б),
то при прочих равных условиях она обладает меньшим сечением, чем сво¬
бодно опертая. В этом случае положительный изгибающий момент в сере¬
дине пролета может достигать г/3 изгибающего момента свободно лежащей
плиты, а в местах заделки хотя и появляются значительные отрицатель¬
ные изгибающие моменты, но они также существенно меньше максималь¬
ного момента свободно лежащей плиты.Здесь в средней части плиты нижние волокна подвержены растяжению,
а верхние сжатию; в местах заделки, наоборот, растягивающие напряже¬
ния находятся в верхней зоне, а напряжения сжатия —'в нижней.Соответственно с этим простейшая плита с заделанными концами
имеет арматурные стержни как внизу, так и вверху, причем последние
должны доходить по крайней мере до нулевых точек эпюры моментов,
где растягивающие напряжения вверху исчезают и появляются напря¬
жения сжатия.Более целесообразна арматура, изогнутая соответственно упругой
80Г лава II. Основные разновидности железобетонных конструкцийлинии и воспринимающая растягивающие напряжения как в нижней зоне,
так и в верхней.Когда плита (балка) конструируется как многопролетная н е р а з-
резная (рис. II. 2, в), на средних опорах появляются отрицательные
моменты, вследствие чего арматуру (сетки) необходимо расположить здесь
в верхней части вблизи наружного края для восприятия растягивающихРис. II. 2напряжений. Каждый средний пролет такой плиты имеет сходство
с плитой, заделанной двумя концами.При неразрезной конструкции плиты (балки) необходимо учитывать
различное положение временной нагрузки, вызывающее изменение
изгибающих моментов, которым должна отвечать соответствующая
арматура.Вообще арматуру в неразрезных плитах и балках следует располагать
в соответствии с эпюрой наибольших положительных и отрицательных
моментов.В консольной плите (балке) растягивающие усилия возни¬
кают в верхней части сечения (рис. II. 2, г), в которой и необходимо,
следовательно, поместить арматуру. Обыкновенно в соответствии с уве¬
личением момента толщина плиты у опоры делается больше, чем на сво¬
бодном конце.Если в плите часть бетона, находящегося в растянутой зоне и слу¬
жащего главным образом для связи между растянутой арматурой и сжа¬
той зоной сечения, удалить, оставив бетон только непосредственно над
стержнями, которые сводятся в группы, то получится ребристая
плита (рис. II. 3, а). Такая конструкция работает совершенно так же,
§ 5. Простейшие разновидности конструкций по виду напряженного состояния 81как плита или балка прямоугольного сечения, имеющая ширину ребри¬
стой плиты В и полную высоту ее Л.Кроме экономии на стоимости удаленного бетона, ребристая плита
обладает меньшим собственным весом по сравнению с плитой прямо¬
угольного сечения и, следова¬
тельно, при одинаковой полез¬
ной нагрузке подвергается воз¬
действию меньшего изгибающе¬
го момента. Но в то же время
тонкие части плиты в проме¬
жутках между ребрами (бал¬
ками) под нагрузкой испыты¬
вают изгиб в другом направле¬
нии и должны быть снабжены
арматурой, перпендикулярной
ребрам.Полученная монолитная
ребристая конструкция сече¬
ниями 1—U 2—2 подразделяет¬
ся на 6ajiKH таврового попе¬
речного сечения. В так назы¬
ваемом ребристом перекрытии
обычно балки идут по двум
направлениям (рис. II. 3, б):
главные балки идут по линиям
колонн; второстепенные, имею¬
щие опорами главные балки, —
в перпендикулярном направле¬
нии; плита, их перекрывающая, монолитно с ними связана.Отметим еще, что вследствие удаления значительной массы бетона
арматуру приходится концентрировать в ребрах, где она располагается
значительно гуще, чем в сплошной плите.Рис. Ц. 3. Ребристая конструкцияа — схема образования ребристой конструкции;
б — схема ребристого перекрытияКасательные и главные растягивающие напряжения, распределяв¬
шиеся в обыкновенной плите по значительной площади и не игравшие
серьезной роли, в ребристой конструкции имеют большое значение, так
как они должны восприниматься значительно меньшим сечением бетона,
Отличительной чертой ребристых конструкций является усиление ребер
(балок) арматурой (рис. II. 4) в виде поперечных стержней (при сварных
каркасах) или хомутов и отогнутых стержней (при арматуре из отдельныхРис. II. 4. Второстепенная балка
а — со сварными каркасами; 6 — с арматурой из отдельных стержней
82Глава II. Основные разновидности железобетонных конструкцийстержней) против действия поперечных сил (главных растягивающих
напряжений).2.	Арматура для усиления бетона против сжимающих усилйй может
быть расположена двумя совершенно различными способами.По первому способу стержни располагаются ho
направлению сжимающих усилий. Эта арматура рабо¬
тает совместно с бетоном непосред¬
ственно на сжатие.В балках сжатая арматура (рис.II.	5, а) применяется главным образом
в тех особых случаях, когда размеры
их ограничены внешними условиймй.В колоннах и стойках такое распо¬
ложение арматуры является обычным
(рис. II. 5, б). Кроме продольных
стержней, в них устанавливаются так¬
же и поперечные связи — хомуты, ко¬
торые препятствуют выпучиванию про¬
дольных стержней при сжатии й по¬
вышают этим общее сопротивление.По второму способу арматура
для усиления сжатого бетона распо¬
лагается перпендикуляр¬
но направлению сжимаю¬
щей силы (рис. II. 5, в). Здесь
арматура препятствует поперечному
расширению бетона и тем самым заста¬
вляет его работать в условиях всесто¬
роннего сжатия, при котором сопро¬
тивление бетона сжатию сильно повы¬
шается.Поперечная арматура, именуемая также «косвенной», устраивается
в виде спирали из круглой стали или в виде отдельных колец.Во внецентренно сжатых элементах (стойках рам, арках, сводах,
и пр.) арматура обычно с одной стороны сечения работает на растяжение,
а с другой — на сжатие, но нередко бывают случаи, когда с обеих сторон
арматура работает на сжатие. В соответствии с этим различают элементы
с большими эксцентриситетами и с малыми; первые элементы по своей
работе приближаются к балкам, вторые — к центрально сжатым колоннам.При размещении основной (рабочей) арматуры в предварительно
напряженных конструкциях (элементах) исходят по существу из тех же,
положений, что и в обычном железобетоне.§ 6. РАЗНОВИДНОСТИ КОНСТРУКЦИЙ ПО МЕТОДАМ ВЫПОЛНЕНИЯ И ВИДАММАТЕРИАЛОВ1.	По методу выполненияПо этому признаку железобетонные конструкции разделяются на
сборные, монолитные и сборн о-м о н о л и* пгы е.Выше была дана краткая характеристика сборных, монолитных
и сборно-монолитных железобетонных конструкций. Здесь приводятся
некоторые сведения о видах конструкций и их практическом применении.Ь Сборные железобетонные конструкций охватывают все более
широкие области строительства и находят целесообразное применениеРис. II. б
j g Разновидности конструкций no методам выполнения и видам материалов взи там, где раньше они не были распространены, как, например, в фунда¬
ментах, хранилищах для сыпучих материалов и даже жидкостей, тонне¬
лях, покрытиях аэродромов и дорог, в сельскохозяйственных построй¬
ках, мачтах (опорах) и столбах, заборах и др. Наибольшее распростра¬
нение сборные железобетонные конструкции получили в жилищно-граж¬
данском и промышленном строительстве. При этом предельный вес отдель¬ных элементов массового применения, ограничиваемый грузоподъем¬
ностью кранов на эйх fcttiofifcafcj Ноё^ёйенно повышалсй, и за последние
несколько лёт вйЗрЬС б 1,5 Дё В W (на неко+орых производственных объек¬
тах до iO m).Совсем еще недавно основными сборными элементами были (рис.Н. 6):
тавровые балкй Пролетом 6 м, плиты для покрытий пролетом до 3 м,
а также небольшие колонны и др. В настоящее время все более широкое
распространение получают укрупненныеэлементы: крупноразмерные плиты
для перекрытий и покрытий (ребристые и многопустотные) пролетом
6 м (причем площадь панели размером на комнату в жилищном строи¬
тельстве достигла 25 м 2), подкрановые балки, колонны двутаврового
сечения, балки для покрытий, фундаменты и др.Крупные элементы, как балки и фермы покрытий, высокие колонны
и даже фундаменты, при весе более 5 m нередко изготовляются составными
из отдельных блоков, собираемыми на месте установки.На некоторых крупных стройках (например, на строительстве зданий
электростанций, складов) при наличии кранов большой грузоподъем¬
ностью — 40 m и более •— вес отдельных элементов (колонн, прогонов,
ферм, арок и пр.) соответственно увеличился до нескольких десятков
тонн (рис. II. 7, а и б).С целью уменьшения веса сборных элементов стремятся при про*
ектировании давать им возможно малую высоту сечения, что, естественно,Рис. II. б. Элементы сборных конструкций
84Глава П. Основные разновидности железобетонных конструкцийведет к уменьшению жесткости, к недопустимым прогибам. Это касается
как балок, так и больших плит (панелей).Наилучшим средством повысить жесткость таких элементов (не уве¬
личивая высоты) является применение предварительного напряжения.Поэтому большие панели и балки целесообразно изготовлять в виде сбор¬
ных предварительно напряженных конструкций. Это позволяет увели¬
чить пролет панелей с 6 до 12 ж, а балок и ферм д<? 30 м и более, что, как
подтверждает практика, является выгодным.На конструирование современных сборных железобетонных эле¬
ментов существенное влияние оказывают методы изготовления и монтажа.При заводском изготовлении сборных железобетонных конструкций
и деталей необходимо всячески стремиться к немедленной распалубке
изделий. С этой целью широкое применение при изготовлении элементовРяс. II. 7. Монтаж зданий больших пролетова — здание электростанции из сборных элементов весом до 40—58 т\ б— склад
с покрытием из трехшарнирных решетчатых арок пролетом около 45 м
'§ 5. Разновидности конструкций по методам выполнения и видам материалов 85находят жесткие бетонные смеси с водоцементным отно¬
шением 0,35—0,4. Главное преимущество таких смесей — быстрое нара¬
стание прочности, позволяющее иногда освободиться от дорогостоящей
тепловой обработки (пропаривания) или значительно сократить ее ёо вре¬
мени.Другим средством, тоже обеспечивающем сокращение сроков вызре¬
вания бетона, является применение быстротвердеющих це¬
ментов с суточной прочностью не менее 250 кг/см2 и 28-дневной —
не менее 500 кг/см\В дальнейшем можно ожидать распространения и третьего способа —
автоклавной обработки свежеотформованных изделий при
значительном давлении (до 20 am), преимущество которой заключается
в возможности применения вяжущих невысоких качеств.. Кроме того,
при автоклавной обработке можно обеспечить изделиям сразу 100%-ную
прочность.Широкое применение должен найти метод проката изделий (балок,
панелей), при котором достигается снижение веса конструкций, скорость
изготовления и улучшение качества.В области совершенствования сборных железобетонных конструкций
ведутся большие работы по их облегчению и по линии, их унифи¬
кации, расширения номенклатуры изделий и уменьшения числа типораз¬
меров каждого вида изделий.При наличии хорошо продуманной номенклатуры сборных конструк¬
ций и деталей, которые явились бы массовой товарной продукцией мно¬
гочисленных заводов и полигонов, представится возможным проектиро¬
вать и строить здания различного назначения из унифицированных сбор¬
ных элементов.2.	Монолитные железобетонные конструкции
во многих областях строительства должны были уступить свое место
сборным конструкциям, как более приспособленным к индустриальному
скоростному строительству. Однако из этого не следует, что монолит?
ный железобетон потерял свое значение.Монолитные железобетонные конструкции применяются во многих
случаях. Например, при большой нестандартности, малой повторяемости
отдельных частей и элементов зданий и сооружений, а также при отсут¬
ствии поблизости заводов железобетонных изделий может оказаться более
выгодным выполнить конструкции сооружения монолитными, чем органи¬
зовать изготовление сборных элементов. В этих случаях могут найти при¬
менение, например, монолитные перекрытия — ребристые (рис. 11. 3.II.	4 и II. 8, а), безбалочные (рис. II. 8, б), часторебристые и др. Д^лее.
в случаях больших нагрузок (мощных конструкций) и малой их повто¬
ряемости и при отсутствии мощных подъемных кранов могут найти
применение монолитные конструкции с несущей арматурой.При возведении зданий большой высоты (от 14 и до 30 этажей} каркас
следует вместо стального выполнять железобетонным, монолитным с при¬
менением жесткой арматуры; он более выгоден в отношении расхода стали,
*Чём стальной каркас.Конструкции, трудно поддающиеся членению, такие-, как бассейны
для плавания, фундаменты под оборудование с динамическими нагруз¬
ками (турбогенераторы, молоты), фундаменты под прокатное оборудование
и пр., тоже должны выполняться монолитными.Применение монолитного железобетона остается безусловно целе¬
сообразным и выгодным для тех сооружений и зданий, которые могут
выполняться индустриальными методами с использованием скользящей,
переставной и передвижной инвентарной опалубки, а также в тех слу¬
86Глава ТТ. Основные разновидности железобетонных конструкцийчаях, notда для возводимых конструкций более экономично использова¬
ние несущих арматурно-опалубочных блоков, чем сборных конструкций.
Тут необходимо еще подчеркнуть, что существующие у нас конструкции
инвентарной опалубки требуют усовершенствований, направленных на
еще большее снижение трудоемкости.Кроме указанных случаев, могут быть и другие, особенно в промыш¬
ленном и гидротехническом строительстве, когда сборный железобетон
оказывается невыгодным.В каждом таком случае применение монолитного железобетона
должно быть строго обосновано.3. О достоинствах и недостатках с б о р н о-м онолитных кон¬
струкций также было сказано выше. За рубежом (в Англии, Италии,
Дании, Швейцарии и других странах) эти конструкции нашли значитель¬
ное распространение, чему способствует и более мягкий климат, чем у нас.Сборно-монолитные конструкций имеют ряд разновидностей. Здесь
отметим два вида: конструкцию итальянского инженера Нерви и кон¬
струкцию с предварительно напряженными элементами, впервые появив¬
шуюся в Англии.Инж. Нерви, исходя из того положения, что количество тонкой арма¬
туры и ее распределение в массе бетона существенно влияет на свойства
конструкции, предложил новый вид железобетона, получивший назва¬
ние «армоцемент» или «ферроцемент» г.1	Пьер ЛуИджи Н е р в й, Строить правильно. Пути развития железобетонныхконструкций, Госстройиздат, 1956.Рис. II. 8. Монолитные перекрытияа — ребристое; б — безбалочное
'§ 6. Разновидности конструкций по методам выполнения и видам материалов 87Для изготовления армоцементной плиты применяется жирный цемент¬
ный раствор (800—1000 кг цемента на 1 м3 песка), а в качестве арматуры —
несколько слоев сеток (до 10—12) из тонкой проволоки диаметром от0,5 до 1,5 мм с размерами ячейки до 1 см. Толщина такой плиты только
незначительно превышает общую толщину взятых для ее армирования
сеток; разница в толщине образуется за счет тонкого слоя цементного
раствора, обволакивающего проволоку. Полученный армоцементный эле¬
мент обладает большой упругостью и большой сопротивляемостью
трещинообразованию.Армоцементдопускает изготовление прочных сборных элементов тол¬
щиной до 2 см. Это позволило при возведении покрытий зданий применятьРис. И. 9. Сборно-монолитные конструкциил — тонкостенные полые опалубочные элементы, подготовленные для замон0лйчивания;~б— сборно-
Монолитное перекрытие с предварительно напряженными Досками; железобетонные доски
се^ейием Бк2б см; 2-+ монолитный бетон; <? —пустотелый предварительно напряженный прогон
88Глава II. Основные разновидности железобетонных конструкцийсборные .тонкостенные элементы, которые являются составной частью
сборно-монолитной конструкции и одновременно служат ее опалубкой.
В такую опалубку, поддерживаемую передвижными легкими подмостями,
укладУвают необходимую арматуру, после чего производят бетонирование.На рис. II. 9, а показаны тонкостенные полые опалубочные элементы,
Подготовленные для замоноличивания (Италия).Ещё более выгодным является применение сборных армоцементных
волнистых элементов при возведении волнистых сводов больших пролетов
(Ш; главу XVI).Второй вид сборно-монолитных конструкций представляет собой
'эффективное сочетание сборных предварительно напряженных элементов
й монолитного бетона. Сборные элементы, которые могут иметь разные
срчения: рельсовидные, в виде досок, брусков и пр., обычно одновременно
служат и опалубкой для монолитного бетона. На рис. II. 9, б показано
сборно-монолитное перекрытие с предварительно напряженными досками
(Англия). Для надежной связи монолитного бетона с «досками» их про¬
дольные края имеют уступы, а верхняя поверхность выполнена шерохо¬
ватой и на нее уложена легкая сетка. Ряд конструкций этого типа описан
во второй части настоящего курса,В СССР сборно-монолитные конструкции также начали входить
в строительную практику.2.	По виду арматуры1.	Железобетон с гибкой арматурой является основным видом желе¬
зобетона, получившим преобладающее распространение во всех странах
мира. Сюда относятся и перечисленные только что сборные и монолитные
конструкции.Самое армирование конструкций выполняется или отдельными стерж¬
нями, или сварными сетками и сварными каркасами. До 50-х годов при¬
менялось почти исключительно армирование отдельными стержнями;
оно имеет то преимущество, что арматура может быть уложена почти
точно в соответствии с действующими усилиями. Основной же недоста¬
ток армирования отдельными стержнями — большая трудоемкость, неин-
дустриальность.Армирование конструкций плоскими сварными каркасами и сетками
вошло в употребление всего несколько лет; оно дает возможность при¬
менять сталь более высокой прочности, не опасаясь скольжения арма¬
туры в бетоне благодаря лучшему ее заанкериванию; кроме того, этот
метод армирования является более индустриальным.Еще не всюду и не все конструкции армируются сварной арматурой,
нередко можно встретить и армирование отдельными стержнями.2.	Конструкции с несущей арматурой нашли относительно неболь¬
шое распространение в монолитном железобетоне. Арматурой в нем слу¬
жит или профильный прокат (жесткая арматура), или пространственные
йварные каркасы (рис. I. 22).Основным преимуществом этого вида железобетона является воз¬
можность бетонирования конструкций в подвесной опалубке, без устрой¬
ства лесов, с использованием самой арматуры как несущей конструкции.
Это приводит к большой экономии лесоматериалов, сокращению сроков
строительства и снижению трудоемкости.k#i Особенно эффективно применение железобетона с жесткой армату¬
рой для каркасов многоэтажных (высотных) зданий; при возведении зда¬
ния с таким * каркасом можно достигнуть тех же темпов строительства,
как и при стальном каркасе. Вместе с тем при жесткой арматуре
распределение металла в конструкции менее выгодно, чем при гибкой
§ 6. Разновидности конструкций по методам выполнения и видам материалов 89Рис. II. 10(рис. II* Ю), и потому расход его выше, но все же значительно меньше
(на 30—50%) по сравнению со стальными конструкциями.В промышленном строительстве железобетон с несущими сварными
каркасами успешно применялся при возведении зданий и сооружений
предприятий тяжелой индустрии, например электростанций, агломера¬
ционных фабрик, бункерных эстакад и других крупных сооружений.Железобетон с несущими сварными каркасами, сохраняя положитель¬
ные свойства железобетона с жесткой арматурой в отношении возможности
возведения сооружения без лесов, требует меньшего расхода металла.Сочетание пространственных сварных каркасов с навешенными на
них щитами опалубки создает возможность устанавливать на место опа¬
лубку и арматуру укрупненными арма¬
турно-опалубочными блоками.По сравнению с железобетоном с гиб¬
кой арматурой конструкции с несущими
каркасами требуют несколько повышен¬
ного расхода стали. Это объясняется
главным образом тем, что в несущих кар¬
касах должна быть обеспечена достаточ¬
ная устойчивость сжатых стержней при
работе их в необетонированном состоя¬
нии.Монолитные железобетонные конструкции, армированные несущими
сварными каркасами, можно применять и в сочетании со сборными желе¬
зобетонными элементами и со стальными конструкциями.3, По виду бетона1.	Тяжелый железобетон—это обычный железобетон с гибкой арма¬
турой, из которого преимущественно выполняются сборные и монолитные
конструкции и который будет изучаться на всем протяжении курса.
Объемный вес бетона в этом случае превышает 1800 кг/м3.2.	Легкий железобетон применяется главным образом с целью сни¬
жения веса конструкций; в жилищно-гражданском строительстве имеют
весьма большое значение и такие ценные его свойства, как малая звуко-
и теплопроводность. Объемный вес легкого железобетона бывает обычно
от 1200 до 1800 кг/м3. Эти положительные качества явились причи¬
ной все более широкого его распространения в строительстве осо¬
бенно в строительстве из сборного железобетона.Начало применения легкого железобетона в значительных размерах'
у нас в стране (в Грузии и Армении) относится к началу 30-х годов. Пер¬
воначально он приготовлялся на основе естественных заполнителей из
легких пород, таких, как пемза, туфы, ракушечник, легкие известняки,
опоки и т. п., а затем и на основе искусственных заполнителей, таких,
как шлаки (топливные и металлургические), термозит (искусственная
пемза), керамзит, получаемый из глин, вспучиваемых, при особом режиме
обжига, и др.Естественные легкие породы встречаются не только в Закавказье,,
но и в других местах нашей страны (Северный Кавказ, Украина, Урал,
Казахстан, Средняя Азия, Сибирь и Дальний Восток), но там они не
получили еще заметного использования для изготовления легкого железо¬
бетона. Из искусственных заполнителей пока находят преимущественное,
применение разные шлаки и то в ограниченных размерах; такие же запол^(А. 3. Симонов, Бетон и железобетон на пористых заполнителях, Государствен¬ное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955,
doГлава II. Основные разновидности железобетонных конструкцийнители, как керамзитовый гравий и песок, обладающие весьма ценными
свойствами, только начинают внедряться в практику* В США и других
странах керамзит нашел значительное распространение.В области легкого железобетона проведены серьезные научно-иссле¬
довательские работы (преимущественно в Тбилиси), в частности по опре¬
делению его прочностных и деформативных свойств, силы сцепления
арматуры с бетоном, воздействия повторных и динамических нагрузок,
коррозионной СТОЙКОСТИ, морозостойкости И пр. — С достаточно ПОЛОЖИ:
тельными результатами.Рис.	Короткие оббл'очки из пемзожелезобетонаОсобенно целесообразно применять легкий железобетон в сборном
жилйщно-гражданском и промышленном строительстве для перекрытий
и покрытий, для стеновых панелей и даже для таких несущих конструк:
ций* как арки, оболочки и пр.Из легкого железобетона, начиная с 1933* г., выполнен ряд крупных
зданий и сооружений в Закавказье. Можно указать на применение в зна¬
чительных размерах пемзожелезобетонных оболочек на крупном локо-
мотйвбремонтном заводе в Тбилиси 1 (рис. II. 11).С 1938 г. в Закавказье началось строительство мостов из легкого
железобетона; в послевоенные годы были построены и испытаны 15 опыт¬
ных мостов йз пемзожелезобетона и туфожелезобетона с пролетами от 4
до 30 M, ё том числе один арочный мост под железнодорожную нагрузку 2
пролетом 30 м.Для обычных конструкций из легкого железобетона применяется
ббТОй марок от 50 До 100 и редко выше, а для мостов — до 200.3.	Ячейстые бетоны, как известно, можно получить двумя путями:
с применением газообразующих веществ — газобетон — или с использо¬
ванием предварительно взбитой пены — пенобетон, пеносилйкат, пеног
гипс и др.1	М. А. Якубович, Легкий железобетон в технических зданиях на железно¬дорожном транспорте, Тбилиси, 1947.2	Его же, Автодорожные мосты из легкого железобетона, Автотрансиздат, 1956-
§ 6. Разновидности конструкций по методам выполнения и видам материаловПри производстве газобетона в качестве газообразователя пример
няется почти исключительно алюминиевый порошок, но в последнее время
для изготовления газобетона (армированного) повышенной прочности при-:
меняется перекись водорода (20—30% -ной концентрации) — пергидроль г.В СССР преобладающее применение находит ячеистый бетон, основан^
ный на смешивании раствора со взбитой пеной. Однако газобетон более
совершенен и на его развитие обращено серьезное внимание.Процесс твердения ячеистого бетона (газобетона, пенобетона, пено¬
силиката и др.) происходит в автоклавах при давлении пара 8 am и тем¬
пературе около 170°. При этом в. автоклаве молотый песок (кремнезем)
вступает в химическое соединение со свободной известью. Прочность
бетона достигает 150 кг!см2.Без автоклавной обработки ячеистый бетон вследствие большой
усадки подвергается растрескиванию.Как показали опыты, арматура в ячеистом бетоне не ржавеет и имеет
с ним сцепление.Автоклавный ячеистый армированный бетон (газобетон и пенобетон)
может находить применение: при объемном весе 600—800 кг!м% и марке
не ниже 40 — для ограждающих конструкций отапливаемых зданий
в виде плит, панелей покрытий и стен; при объемном весе 1000—1200 кг/м3
и марке не ниже 100 — для плит, панелей междуэтажных перекрытий
и несущих перегородок.В санитарных узлах применение ячеистого бетона не допускается.4.	Основу жароупорного железобетона составляет жароупорный бетон,
который может приготовляться на обыкновенном портланд-цементе с ми:
неральными тонкомолотыми добавками и на жидком стекле.В начальный период эксплуатации при повышении температуры
конструкции из жароупорного железобетона используется обычная проч¬
ность бетона; в дальнейшем жароупорный бетон под влиянием высокой
температуры приобретает керамические свойства, которые и придают
ему термическую стойкость. Эти свойства бетона достигаются применен
нием обыкновенного цемента в смеси с тонкомолотыми добавками — микро;
наполнителями (шамот, огнеупорная глина, молотый кварцевый песок,
цемянка, зола-унос от сжигания пылевидного каменного угля и т. п.)
в количестве 30—100% от веса цемента а.В качестве заполнителей используются материалы, стойкие при высо¬
ких температурах, — бой шамота, металлургические шлаки, хромит и дру:
гие огнеупорные материалы.Предел прочности жароупорного бетона при сжатии в зависимости
от состава и температуры составляет от 50 до 250 кг/сма; объемный вес —
от 1600 до 2000 кг/м3.Проф. В. И. Мурашевым (б. ЦНИПС) разработаны методы расчета
жароупорных железобетонных конструкций 3 и принципы их конструи¬
рования.Жароупорные бетон и железобетон нашли уже .значительное приме¬
нение в фундаментах доменных печей, механических колчеданных печей1	Л. А. К а й с е р и П. Д. К е в е ш, Газобетон с применением пергидроля, «Бетон
в железобетон» № 4, 1956.2	К. Д. Некрасов, Жароупорные бетоны и их применение в строительстве,
ЦНИПС, Сборник «Вопросы современного железобетонного строительства», Государствен¬
ное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952.*	В. И. М у р а ш е в, Некоторые особенности теории проектирования жароупор¬
ных бетонных и железобетонных конструкций тепловых агрегатов, ЦНИПС, Сборник
«Исследования ho жароупорному бетону и железобетону», Государственное издательство
литературы по строительству и архитектуре, 1954.
92Глава II. Основные разновидности железобетонных конструкцийи отдельных элементах мартеновских печей. Этот материал нашел также
применение для сборных отопительных печей в жилищном- строительстве.Намечается дальнейшее расширение области применения жароупор¬
ных бетона и железобетона, на такие сооружения, как дымовые трубы
без футеровки, фундаменты алюминиевых ванн и коксовых батарей,
различные печи металлургической промышленности, дымовые борова
и др. г.Приемы, применяемые при возведении сооружений из жароупорного
железобетона, мало отличаются от приемов возведения обычных железо¬
бетонных конструкций.* **Из сопоставления рассмотренных видов железобетонных конструк¬
ций можно сделать заключение, что наиболее широкое применение нашел
обычный тяжелый железобетон, причем предпочтение следует отдавать
сборным железобетонным конструкциям, как наиболее приспособлен¬
ным "к’ индустриальному строительству.К этому необходимо добавить, что во многих случаях в жилищно-гра-
жданрксдо и промышленном строительстве сборные конструкции целесо¬
образно изготовлять из легкого железобетона и из армированного ячеи¬
стого бетона (газобетона); при этом наиболее эффективными будут изги¬
баемые элементы, в которых понижение марки бетона относительно мало
влияет на несущую способность конструкции.К монолитному железобетону следует прибегать, когда вследствие
особенностей конструкции не могут быть применены ни сборно-монот
литдые, ни сборные конструкции.Что же касается таких видов железобетонных конструкций, как
железобетон с жесткой арматурой и жароупорный железобетон, то они
могут находить применение в специальных случаях, отмеченных выше.' * В. И. М у р а ш,е в, Б. А. А л ьтшул ер, Конструкции тепловых агрегатов
аз жароупорного железобетона, Научное сообщение НИИЖЬ, вып. 3, Госстрой из дат, 1957.
ГЛАВА IIIОСНОВЫ СУЩЕСТВУЮЩИХ МЕТОДОВ РАСЧЕТАЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ§ 7. СОСТОЯНИЕ МЕТОДОВ РАСЧЕТА И ЗНАЧЕНИЕ ОПЫТНЫХ ИССЛЕДОВАНИЙВ ИХ РАЗРАБОТКЕВ разработке метода расчета железобетонных конструкций значение
опытных исследований огромно.С самого начала появления железобетона возникла необходимость
в производстве опытов для разностороннего освещения совместной работы
бетона и стали (арматуры) в железобетонных конструкциях, в частности'
в изгибаемых элементах. Результаты этих исследований послужили осно¬
ванием для выработки первоначального метода расчета основных эле¬
ментов — по допускаемым напряжениям.Дальнейшие успехи развития теории железобетона также были
достигнуты на основе опытных исследований, освещенных законами меха¬
ники.Успешная разработка в СССР метода расчета по стадии разрушения,
а затем и появление у нас нового метода расчета конструкций — по
расчетным предельным состояниям — оказались возможными благодаря
большим экспериментальным работам, выполненным преимущественно
коллективом научных работников лаборатории железобетонных кон:
струкций ЦНИПС под руководством проф. А. А. Гвоздева.В настоящее время в связи с огромным объемом железобетонного
строительства и усилиями, направленными на его максимальную инду¬
стриализацию, на очереди стоит много вопросов сложного исследователь¬
ского характера, связанных как с внедрением в практику новых видов
конструкций, так и с дальнейшим усовершенствованием методов расчета.Можно указать, например, на такие вопросы, как продолжение
исследований железобетонных элементов при совместном действии кручения
с изгибом, продолжение исследований жесткости железобетонных кон¬
струкций и раскрытия в них трещин, включая изучение работы железо¬
бетона во времени, а также усовершенствование расчета прочности кон;
струкций, Связанное с уточнением расчетных коэффициентов; исследова¬
ния для разработки методов расчета элементов несимметричного сечения;
продолжение работ по учету пластических деформаций; усовершенство¬
вание методов расчета предварительно напряженных железобетонных
конструкций и железобетонных плит на упругом основании; далее потре-.
буется продолжить исследования новых видов арматуры для‘выявления
их свойств при работе в различных конструкциях; изучение работы свар¬
ных соединений арматурных стержней; исследования работы конструкций
из жароупорного железобетона и многие другие.Выявление рассмотренных в главе I физико:механических свойств
бетона, стали и железобетона также сделалось возможным благодаря
многочисленным и разнообразным экспериментальным исследованиям.•	В дальнейшем параллельно с описанием разных железобетонных кон¬
струкций и изложением методов их расчета будут приведены в кратком
94 Глава III. Основы существующих методов расчета железобетонных конструкцийвиде те результаты специальных опытных исследований, которые имели
решающее значение при создании этих конструкций и методов их расчета.В настоящее время* несмотря на установление у нас унифицирован¬
ного метода расчета железобетонных конструкций по расчетным предель¬
ным состояниям, не отпала еще необходимость в ознакомлении и с преж¬
ними методами расчета, а именно: а) методом расчета по допускаемым
напряжениям (старая, «классическая», теория расчета), недавно еще ши¬
роко применявшимся у нас при проектировании мостов и других соору¬
жений; б) методом расчета по стадии разрушения, крторнй тесно связан
с действующим методом расчета конструкций — по расчетным предель¬
ным состояниям.За рубежом основным методом является расчет по упругой стадии,
т. е. по допускаемым напряжениям- Однако в странах народной демократ
тии и в некоторых капиталистических (Испания, Австрия, Бразилия,
СЩА, Англия и др.) введены в нормы, или разработаны нормативные
документы, по которым наряду с основным методом производится и рас¬
чет по стадии разрушения.'Ниже приводятся в кратком изложении основные положения этих
двух методов расчета и более подробно — основы действующего метода
расчета железобетонных конструкций по расчетным предельным состоя:
ниям.В главе IX излагается также метод расчета с учетом упруго-пласти¬
ческих свойств материалов, главные положения которого легли в основу
расчета по деформациям (жесткости) и по раскрытию и появлению трещин
(теория В. И. Мурашева) *.Переходя к изложению основ расчета по указанным метрдам, рас¬
смотрим сначала стадии напряженного состояния элемента при изгибе.§ 8. СТАДИИ НАПРЯЖЕННОГО ДОСТОЯНИЯ ПРИ ИЗГИБЕМногочисленнее опыты над изгибом дседрзобетощдах балрз при
постепенно возрастающей нагрузке вцлрт^ до их разрущения, привели
к установлении} следующих стадий напряженного ррстояния (рис, III. 1).В начале загружеция балки напряжения почти пропррцррна^ьны
удлинениям (почти следуют прямой линии) ц обэ щтеррада уч^струют
в восприятии усилий в растянутой зсдае, но нарряжеци^ в. бетрце ре ДРРТИ-
гают предела прочности при растяжении R*. Это напряженное состояние
называется стадией /.При возрастании нагрузки рост напряжений происходит уже медлен-5
нее удлинений волокон, эпюра напряжений приобретает криволинейное
очертание, напряжения у грани растянутой зоны достигают предельных
значений, но бетон в большей своей части работает на растяжение. Это
сострздие называется стадией /а (или Па) и кладется в основу расчета
на появление трещин.}"1рй дальнейшем возрастании нагрузки удлинения крайних растя-*'
нутдох волокон бетона достигают такой величины, что бетон разрывается,
в растянутой зоне появляются трещины, постепенно распространяющиеся
др нейтрального слоя, так чтр, наконец, все растяжение полностью воспри¬
нимается рдной арматурой, напряжение в которрй, однако, еще не дости¬
гает предела текучести. Это срсторние называется стадией //, которая
положена в основу старогр метода расчета по допускаемым напряжениям
(с преобразованием эпюры в сжатой зоне в треугольную).1 Расчет железобетонных конструкций с учетрц упруго-пластических свойств мате¬
риалов (теория пррф. В. И. Мурашева) рассмотрен в главе IX, как тесно связанный
с расчетом жесткости элементов конструкций.
§ 9. Основы метода расчета по допускаемым напряжениям95Далее наступает стадия III (стадия разрушения), когда или напряже¬
ния в арматуре достигают предела текучести, или сжатая зона бетона раз¬
рушается при напряжениях, равных пределу прочности бетона на сжатиепри
изгибе R*.Стадия III положена в основу расчета по разрушающим нагруз¬
кам и по первому расчетному предельному состоянию — на прочность
(с преобразованием эпюры в сжатой зоне в прямоугольную),В балке, нагруженной до разрушения, имеются все стадии напряжен¬
ного состояния, а именно: в частях, подверженных небольшим изгибаю¬
щим моментам, наблюдается стадия /, далее следуют стадии 1а и II со все
увеличивающимися трещинами; по стадии III балка работает в зоне наи¬
большего момента.Что касается положения нейтральной оси в различных стадиях напря-
жфщоро состояния балки, то на основании опытов выяснено, что по мере
нагружения балки нейтральная ось сечения постепенно перемещается
к сжатой грани.§ 9. ОСНОВЫ МЕТОДА РАСЧЕТА ПО ДОПУСКАЕМЫМ
НАПРЯЖЕНИЯМ1.	Общие замечанияСтарый метод расчета по допускаемым напряжениям, или «метод
•упругого железобетона», часто называемый «классической теорией»,
в СССР для расчета железобетонных конструкций промышленных и гра¬
жданских зданий и сооружений на основные виды усилий не применяется.
Однако расчет на кручение по существу производится еще по старому
^етаду; некоторые положения этого метода используются также*и при
равцете предварительно напряженных железобетонных конструкций на
трещиностойкость. В специальной литературе по строительной технике
также встречаются вопросы, связанные с применением этого метода для
расчета ряда железобетонных конструкций. Затем, как уже было сказано,
он задается основным методом расчета железобетонных конструкций
эа многих зарубежных странах.Расчет железобетонных элементов по допускаемым напряжениям
вследотрие ряда допущений построен по существу на формулах сопротивле¬
нии материалов с учетом основных свойств железобетона.Ниже кратко приводятся допущения, положенные в основу этого
Метода расчета железобетонных конструкций.Рис. III. 1. Стадии работы железобетонной балки
96 Глава III. Основы существующих методов расчета железобетонных конструкций2.	Гипотеза плоских сечений, закон Гука и расчетная эпюра напряженийПри изгибе железобетонных балок поперечные сечения вследствие
ряда причин искривляются. Кроме влияния поперечных сил, имеющих
малое значение, существенное влияние на искривление сечений оказы¬
вают: неоднородность бетона, наличие двух материалов с резко различ¬
ными модулями упругости, невидимые трещины, возникающие в растя¬
нутой зоне, и усадка бетона. Несмотря на это, в методе расчета;по допу¬
скаемым напряжениям была принята гипотеза Бернулли, содаасно кото:
рой при изгибе поперечные сечения остаются плоскими. : ‘При таком допущении в балке под действием нагрузки о^Осйтельные
деформации волокон бетона должны быть'пропорциональны их расстоя¬
ниям от нейтральной
оси. Но, как установ¬
лено, напряжения в бе¬
тоне не пропорциональ¬
ны относительным де¬
формациям, а следова¬
тельно, и расстояниям
до нейтральной " оси.
Поэтому в железобе¬
тонной балке, как и %
бетонной (см. рис. I. 5),
подверженной изгибу,
напряжения по высоте поперечного сечения в действительности распре¬
деляются по некоторой кривой.Допуская все же наличие пропорциональности между напряжениями
и деформациями, получим, что напряжения в сечении балки будут изме¬
няться по .прямым (см. рис. I. 5, пунктир) с неодинаковым уклоном. Это
отвечает принятию для бетона закона Гука при различных, модулях упру¬
гости для сжатия и растяжения' (в-случае принятия одинакового модуля
упругости напряжения в сечении будут изменяться.по прямой).В железобетонных балках вследствие малой прочности бетона при
растяжении работа бетона в растянутой зоне не принимается во внимание,
и все растягивающие усилия передаются на арматуру, т. е. часть эпюрь*
напряжений бетона книзу от нейтральной зоны отпадает.Таким образом, допуская справедливость гипотезы Бернулли и за¬
кона Гука и не учитывая работу бетона на растяжение, получим, расчет¬
ную эпюру в железобетонных изгибаемых элементах, имеющую вид,
показанный на рис. III. 2.3.	Расчетное число п = EjE6Для расчета по методу допускаемых напряжений необходимо знать
отношение между модулями упругости для стали и бетона EJE6 = п;
при этом модуль упругости бетона условно принимается за постоянную
величину, не зависящую от напряженного состояния.Однако число я, принятое за постоянную величину, не могло удовле^
творить исследователей железобетона. Опытные данные показали, что
модуль упругости бетона — величина переменная, зависящая от напря¬
жения, состава бетона, длительности загруженйя и других факторов
и изменяющаяся в значительных пределах. Не удовлетворяло также и уста¬
новление числа п в зависимости от марки бетона (по нормам СССР 1934 г.).
Затем применение, с одной стороны, бетонов на высокомарочных цемен¬
тах и арматуры из высокопрочных сталей, а с другой, — легких бетонов
с малым процентом армирования, показало, что результаты расчета поРис. III. 2
§ 9. Основы метода расчета по допускаемым напряжениям97этому методу в значительной мере расходятся с данными, полученными
из опытов.Все это порождало стремление к пересмотру не только числа п, но
и самого метода расчета железобетонных конструкций, что и осуществлено
впервые в СССР.4.	Приведенное сечение. Расчетные формулыПри сделанных выше допущениях расчет железобетонных конструк¬
ций отличается от расчета конструкций из стали или дерева только нали¬
чием двух материалов и тем, что работа, бетона на растяжение не учиты¬
вается. Для построения расчетных формул в соответствии с положениями
сопротивления материалов остается еще уподобить железобетон однород¬
ному материалу.Под действием внешних сил арматура принимает на себя напряжения,
в п раз большие, чем бетон; это следует из равенства деформаций вслед¬
ствие сцепления и принятого допущения о пропорциональности между
деформациями и напряжениями:е — е
•—б_£а-£б>откуда= аб = ^б*Отсюда следует, что каждую единицу площади сечения арматуры можно
условно приравнять п единицам площади бетона и привести материал
арматуры к материалу бетона, взяв вместо площади арматуры Fа площадь
бетона nFrВводя такое фиктивное, так называемое приведенное сече¬
ние, можно его рассматривать как однородное, составленное из мате¬
риала с одним модулем'упругости. Например, для сжатого железобетонного
элемента с площадью сечения бетона F6 и арматуры Fa приведенное сече¬
ние элемента будет:FnP=F6 + nFt.При этом площадь сечения F6 принимается (при сжатии) равной
полному поперечному сечению бетона без вычета сечения гибкой арма¬
туры, так как ввиду относительно малой ее площади это не имеет практи¬
ческого значения.Для расчета элементов необходимо знать нормированные величины
числа п и допускаемых напряжений в бетоне и арматуре.Число я, применительно к НиТУ 1934 г., имеет величину:марка бетона	. * . 90 110—140 170 200•	п = EjEb . . . .	 18 15 12 10. %Допускаемые напряжения принимались: в бетоне для осевого сжатия
о6= 0,4/?28 и для сжатия при изгибе аб = 0,45/?28, а в арматуре —
для Ст. 0 и Ст. 3 аа = 1 250 кг!смг, для Ст. 5 оа = 1 600 кг!см2.Таким образом, все допущения, положенные в основу метода расчета
по ‘допускаемым напряжениям, сводятся к следующему:а)	распределение напряжений в сечении принимается по стадии //,
т. е. исходя из предположения, что бетон на растяжение не работает;•б) считаются справедливыми гипотеза плоских сечений и закон Гука
(обычная теория изгиба), т. е. принимается, что нормальные напряжения
98 Глава III. Основы существующих методов расчета железобетонных конструкцийпри изгибе пропорциональны деформациям и расстояниям волокон от
нейтральной оси;в)	устанавливается нормированное число п = EJE6, достоянное для
данной марки бетона;г)	вводится фиктивное, так называемое приведенное, сечение, в кото¬
ром сталь приведена к бетону.Исходя из приведенных основных положений, можно вывести рас¬
четные формулы, отличающиеся от обычных формул сопротивле¬
ния материалов главным образом введением в них приведенных (к бетону)
площади сечения Fnp, статического момента Snp и момента инерции Jnp.В частности, напряжения в прямоугольном сечении с двойной арма¬
турой в стадии II
(рис. III. 3) определяй
ются по следующим
формулам:напряжение в бе¬
тоне°6 = -?-x-, (II1.1)•	прнапряжения в рас¬
тянутой и сжатой арма¬
туремо	= л т— (Л —х — а),
o' =п^-(х — а’). (III. 2)«'прПри этом х найдется из условия, что статический момент приведенной
площади сечения относительно нейтральной оси равен нулю:5np = X+n^a(* — а,)~ nFaiK — *)=0;	(III. 3)значение момента инерции приведенного сечения определяется по формуле
Jnp = ^f + nF'a(x — a')i-{-nFA(h0 — x)i.	(III. 4)В формулу (III. 4) не включены моменты инерции сжатой й растяну¬
той арматуры относительно собственной оси Ja и J’a> как ничтожно малые
по сравнению с остальными величинами.В расчетных формулах для стадии / прибавились бы только члены,
относящиеся к растянутой зоне бетона..5.	Недостатки метода расчета по допускаемым напряжениямПрежде всего действительное распределение напряжений в сече¬
нии не отвечает условной стадии I/. В самом деле, по этой стадии согласно
допущениям все растягивающие усилия передаются на арматуру; факти¬
чески в пределах допускаемых напряжений бетон принимает нэ себя
часть растягивающих усилий.Далее железобетон не подчиняется строго гипотезе плоских сечений
н закону Гука, а число п — величина не постоянная, а зависящая от вели¬
чины напряжения в бетоне, состава бетона, его возраста и других трудно
учитываемых факторов. Не помогает, и установление разных значений
числа п в зависимости от марки бетона.Рис. III. 3
§ 10. Основы метода расчета по стадии разрушения99Как показали многочисленные опыты с плитами и балками, расчет¬
ные напряжения в арматуре, вычисленные по этому методу, всегда больше
действительных. В то время как расхождение между расчетными и дей¬
ствительными напряжениями в бетоне существенно зависит от принятого
числа п и с изменением последнего' (для одной и той же марки бетона)
вычисленное напряжение может быть приближено к действительному, на
величине напряжения в арматуре изменение числа п отражается незна¬
чительно, и расчетное напряжение в арматуре остается значительно
отличающимся от действительного. Так, при изменении п от 20 до 2
о^ изменяется на 130%, а аа — приблизительно только на 10%.Таким образом, этот метод расчета является условным и не только
не дает возможности спроектировать конструкцию или отдельный эле¬
мент с заранее заданным коэффициентом запаса, но не позволяет опре¬
делить и истинные величины напряжений в арматуре и бетоне.Особенно ярко выяснились эти недостатки метода при внедрении
8 практику новых видов бетона (высокопрочных, легких) и сталей повы¬
шенной прочности.В целом, несмотря на указанные недостатки, метод расчета с норми¬
рованным числом п и допускаемыми напряжениями обеспечивает в боль¬
шинстве случаев достаточную надежность конструкций. Но в одних слу¬
чаях фактический коэффициент запаса выше требуемого, а в других рас¬
пределение материалов — бетона и стали — получается нерациональ¬
ным, т. е. в обоих случаях обычно имеется некоторая излишняя затрата
материалов.§ 10. ОСНОВЫ МЕТОДА РАСЧЕТА ПО СТАДИИ
РАЗРУШЕНИЯ1.	Краткая историческая справкаОтмеченные недостатки старого метода расчета железобетонных кон¬
струкций побудили советских ученых к разработке другого метода рас¬
чета, а именно, расчета по стадии разрушения (по разрушающим на¬
грузкам).Началом пересмотра старой теории расчета железобетонных кон¬
струкций явилось предложение проф. А. Ф. Лолейта в 1932 г. (на II Все¬
союзной конференции по бетону и железобетону), послужившее толчком
к возникновению и ряда других предложенийВ 1934 г. на III всесоюзной конференции по бетону, железобетону
и каменным конструкциям эти предложения подверглись обсуждению
и было вынесено решение о. необходимости скорейшего перехода к рас¬
чету сечений железобетонных элементов по стадии разрушения2.Лабораторией железобетонных конструкций ЦНИПС под руковод¬
ством проф. А. А. Гвоздева в короткий срок (к маю 1936 г.) был проведен
ряд экспериментальных и теоретических работ как по окончательной про¬
верке метода расчета изгибаемых элементов, предложенного А. Ф. Ло-
Jieйтом, так и по распространению его на расчет внецентренно сжатых
элементов.	•На этой основе были разработаны и утверждены нормы и технические
условия проектирования железобетонных конструкций (ОСТ 90003-38),
действовавшие с небольшими изменениями до 1 августа 1955 г.1	Кроме проф. А. Ф. Лолейта, со своими предложениями выступили проф. Я. В. Сто¬
ляров, проф. М. Я. Штаерман, проф. Б. Л. Николаи и др.2	Двумя годами позже резолюция о пересмотре теории железобетона была принята
и на Междуйародном конгрессе по испытанию материалов и конструкций.
100 Г лава III. Основы существующих методов расчета железобетонных конструкцийЗаслуга проф. А. Ф. Лолейта заключается в том, что он первый пред¬
ложил простой метод расчета элементов (для случая изгиба) по стадии
разрушения.2.	Расчетные положенияЕГ основу расчета сечений железобетонных элементов* по стадии раз¬
рушения легли следующие положения.1.	Расчет элементов производится по стадии разрушения (стадия III)
в предположении, что бетон в сжатой зоне и арматура уже достигли пласти¬
ческого состояния, но совместная работа бетона и стали еще не. нарушена.
Из этого следует, что по схеме А. Ф. Лолейта в расчетные формулы должны
быть введены разрушающие усилия — предел прочности бетона и рас¬
четный предел текучести стали.В действительности в изгибаемых элементах обычно раньше начи¬
нает течь арматура, но при .достаточно длинной площадке текучести
напряжение от в арматуре будет сохраняться до тех пор, пока сжатая
зона бетона не разрушится под влиянием наступающего значительного
прогиба элемента. При короткой или слабо выраженной площадке теку¬
чести разрушение сжатой зоны бетона наступает при напряжениях в ар¬
матуре, превышающих предел текучести. Поэтому для слабо армирован¬
ных элементов в таких случаях опыт дает более высокие значения разру¬
шающих моментов, чем получаются по расчету. Однако деформации
арматуры получаются настолько большие, что практически элемент сле¬
дует считать выбывшим из работы уже при достижении в арматуре пре¬
дела текучести.Для случаев, когда сжатая зона разрушается раньше, чем потечет
арматура, т. е. для переармированных сечений, метод Лолейта не при¬
меним.2.	Эпюра сжимающих напряжений в бетоне принята прямоугольная 1
вместо первоначальной криволинейной, что приводит к незначительной
погрешности (не более 2%) в определении величины разрушающего мо¬
мента. Но в то же время такая замена дает большое преимущество в отно¬
шении упрощения расчетных формул и возможности распространения
их на любые симметричные сечения.В растянутой зоне (при изгибе) прочность бетона также не учиты¬
вается.3.	Гипотеза плоских сечений, допустимая для расчета по стадии II,
совершенно неприемлема при расчете по стадии разрушения,4.	Отпадает надобность при расчете и в числе п, и в модуле упругости
бетона. Последний необходим лишь при расчете жесткости сечений,
определении деформаций и пр.5.	Расчет по этой стадии связан с определенным общим коэф¬
фициентом запаса прочности k, под которым понимается
отношение разрушающего усилия в элементе к усилию, действующемув нем в стадии эксплуатации ( & = Иными словами, под коэффи¬
циентом запаса понимается число, на которое должны быть умножены
усилия, действующие в элементе, чтобы привести последний к разру¬
шению.Следовательно, по этому методу общие расчетные формулы имеютвид:*1 По. предложению проф. П. Л. Пастернака, «Строительная промышленность»
№ 7, 1944.
§ 10. Основы метода расчета по стадии разрушения101для изкибаемых элементовм =Мр-
k ’для сжатых элементов	Np	(Ш- 5)N = ~k~»где Мр и Nр — разрушающий момент и разрушающая продольная сила.Для изгибаемого элемента любой симметричной формы сечения с оди¬
ночной арматурой (рис. III. 4) разрушающий момент определится по
формуле 1Mp = kM = RlF6z — RlS6, или Mp = FaoTz,	(III. 6)где S6 = F6z — статический момент площади сжатой зоны относительно
центра тяжести сечения растянутой арматуры;
от — предел текучести арматуры;
z — плечо внутренней пары.Для центрально сжатой стойки разрушающая сила слагается из
двух частей, отвечающих несущей способности сечения бетона и сечения
арматуры, т. е.Nv = kN = RZpF6+.+ «Л- (III. 7)Расчетные форму¬
лы (III. 5) связывают
допускаемое усилие в
сечении от расчетной
эксплуатационной на¬
грузки с разрушающим
усилием.Таким образом, при
этом методе расчета
в формулах участвует запас прочности k, с каким будет работать эле¬
мент в целом при взятых материалах и нагрузках, что важнее, чем знать
напряжения каждого материала в отдельности, как это имеет место
при расчете по допускаемым напряжениям.Метод расчета по стадии разрушения относится лишь к расчету проч:"
ности сечений, а определение внутренних усилий (Л4, N, Q) производится
обычно, как для однородного упругого тела. В действительности при на¬
ступлении стадии разрушения распределение усилий в статически неопре¬
делимых железобетонных конструкциях значительно отличается (в выгод¬
ную сторону) от наблюдаемого в упругой стадии. Поэтому для достижения
наиболее экономного расхода материалов (арматуры и бетона) следует
рассчитывать многие конструкции на усилия, которые действуют при раз¬
рушающей нагрузке, т. е. с учетом пластических деформаций.Внедрение в практику такого рода расчетов некоторых конструкций
(плиты — балочные и опертые по контуру, неразрезные балки) приводит
к значительному экономическому эффекту.1 В НиТУ 3-49 и других документах, действовавших до введения метода расчета
по предельным состояниям (см. § 11), установленная нормами (нормативная).'прочность
бетона обозначалась без верхнего индекса «н»!Рис. III. 4
102 Глава III. Основы существующих методов расчета железобетонных конструкцийОднако, некоторые железобетонные конструкции должны целиком
рассчитываться по упругой стадии без учета перераспределения усилий.
К ним относятся конструкции, в которых существует опасность хрупкого
разрушения сжатой зоны бетона или раннего образования и чрезмерного
раскрытия трещин (резервуары, силосы, оболочки и др.).3.	Коэффициент запаса прочности, расчетные пределы
прочности бетона и текучести арматурыДля расчета элементов по стадии разрушения необходимо знать
нормированные коэффициенты запаса прочности k> пределы прочности
бетона (#“р, Rl) и расчетные пределы текучести стали ©т.Коэффициент запаса прочности k зависит не
только от причины разрушения конструкции и комбинации силовых воз¬
действий, но и от характера самих нагрузок (возможность перегрузки
конструкций). Поэтому уже в У 37-42 *, а затем и в НиТУ 3^49 величина
коэффициента запаса ставится в зависимость от соотношения между уси-
лиями.Тв — от временных нагрузок и усилиями Тп от постоянных нагру¬
зок; к последним относят й гидростатическое давление жидкости. Ясно,
что коэффициент запаса прочности должен быть больше в случае преобла¬
дания временной нагрузки, так как в этом случае перегрузка более
вероятна.Значения коэффициентов k в зависимости от отношения усилий
7УГП для разных сочетаний воздействий приведены в табл. 5.Таблица 5Коэффициенты запаса прочности kСочетания воздействийОтношениетв/тпПричины разрушениядостижение бетоном пре¬
дела прочности при сжа¬
тии или арматурой преде¬
ла текучестидостижение
бетоном пре¬
дела прочно¬
сти при par
стяжении
(главные на¬
пряжения)в колоннах,
опорах и ар¬
кахв остальных
элемен-гах
конструкцийk*«ОсновныеДо 2
Больше 22 (1,85)
2,2 (2)1,822,22,4Основные и дополнитель¬
ныеДо 2
Больше 21,821,6i,S22,2С учетом особых воздей¬
ствийПри любом отно¬
шении1,61,51,8Примечание. Уменьшенные коэффициенты запаса, указанные в скобках, при¬
нимаются для железобетонных элементов с жесткой арматурой при ц>0,05.Согласно НиТУ 3-49, для сборных конструкций и их элементов,
изготовляемых на заводах с выборочным испытанием до разрушения,
все коэффициенты запаса, приведенные в табл. 5, при основных и допол¬
нительных сочетаниях воздействий уменьшаются на 0,2, но не ниже 1,5.
Элементы сборных конструкций, бетонируемые на месте, рассчитываются
без снижения коэффициента запаса.* Указания по проектированию и применению железобетонных конструкций в уело*виях военного времени (У 37-42), Стройиздат, 1943.
§ 10. Оеновы метода расчета по стадии разрушения103Расчетные пределы -прочности бетонов соот¬
ветствуют нормативным сопротивлениям, принятым по действующим нор-
мам (см. табл. 8).Таблица 6Расчетные пределы текучести арматуры в кг/см2Расчетные пределы текучести арматуры, ус¬
тановленные для разных ее видов, приведены в табл. 6; для некоторых
случаев величины предела текучести поставлены в зависимость от марки
бетона и диаметра стержней.4.	Преимущества и недостатки метода расчета по стадииразрушенияОсновное преимущество этого метода расчета несущей способности
по сравнению с методом расчета по допускаемым напряжениям заключается'
в* том, что им определяется близкий к действительности общий коэффи¬
циент запаса прочности в железобетонном элементе, а не напряжения
в бетоне и арматуре (к тому же фиктивные).Расчет по стадии разрушения имеет преимущества и в отношении
экоцомии стали, особенно для внецентренно сжатых элементов, для кото¬
рых она достигает 30—50% по сравнению с расчетов по старому методу.В теоретическом отношении этот метод расчета, учитывающий пла¬
стические свойства бетона и стали, отражает более правильно работу
•железобетона и потому представляет серьезное достижение в деле усо¬
вершенствования теории железобетона. Однако при расчете по стадии
разрушения не могут быть явно учтены возможные отклонения факти¬
ческих значений нагрузок, прочностных характеристик материалов, раз¬
меров сечений и пр. от pat4erabix значений, что является его недо?
статком.Назначение и вид арматурыРасчетный
предел теку¬
честитРастянутая и сжатая арматура из проката и катанки из стали мар-2500Растянутая и сжатая арматура из проката и катанки из стали мар¬
жей Ст. 3 во всех конструкциях, возводимых из бетона марки 170 и
рьдое; в сжатых и внецентренно сжатых конструкциях по случаю 2,
'возводимых из бетона марки 140 и выше, и во всех конструкциях,
•возводимых из бетона марки 110 и выше, при диаметре стержней до
12 мм, а в сварных каркасах при диаметре стержней до 26 мм . .2850Растянутая и сжатая горячекатаная арматура периодического про¬
филя из стали марки Ст.-5	3500Растянутая арматура из стержней диаметром до 12 мм из стали ма¬
рок Ст.. 0 и Ст. 3, подвергнутых силовой калибровке3000Прр применении такой же арматуры из Ст. 3 в сварных каркасах и35Q0То же, при диаметре стержней более 12 мм, а также из стали мар¬
ки Ст. 3 независимо от диаметра стержней	3000Растянутая арматура из сплющенных стержней периодического про¬
филя (считая по сечению стержня до сплющивания)	3500Растянутая арматура из холоднотянутой проволоки диаметром до
6 мм при применении ее в сварных сетках и сварных каркасах . . .4500Для такой же проволоки диаметром 8—10 мм	3500Сжатая арматура из сплющенных стержней, а также из круглых стер¬
жней, подвергнутых механическому упрочнению	2500
104 Глава III. Основы существующих методов расчета железобетонных конструкций§ И. ОСНОВЫ МЕТОДА РАСЧЕТА ПО РАСЧЕТНЫМ
ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМНовый метод расчета конструкций по расчетным предельным состоя¬
ниям является по существу дальнейшим развитием метода расчета кон¬
струкций по стадии разрушения. По сравнению с последним это прогрес¬
сивный метод, более правильно оценивающий несущую способность и сте¬
пень надежности конструкций.Основными отличиями метода расчета по предельным состояниям
от прежних (по допускаемым напряжениям и по разрушающим усилиям)
являются четкое установление предельных состояний конструкции и вве¬
дение системы расчетных коэффициентов взамен общего коэффициента
запаса прочности г.На основе этого метода и в развитие главы П-Б.З СНиП разработаны
и введены в действие с 1 августа 1955 г. новые «Нормы и технические
условия проектирования бетонных и железобетонных конструкций»
(НиТУ 123-55).1. Три предельных состоянияПод предельным состоянием понимается такое состояние конструкции
при наступлении которого она теряет способность сопротивляться внеш¬
ним воздействиям или получает недопустимые деформации или местные
повреждения, т. е. перестает удовлетворять предъявляемым к ней экс¬
плуатационным требованиям.Под расчетными же предельными состояниями конструкций
разумеются такие, при которых получаемые расчетом величины усилий,
деформаций или трещины достигают предельных значений, определяемых
в соответствии со СНиП и НйТУ 123-55.При расчете железобетонных конструкций различают три предель¬
ных состояния:а)	по несущей способности (прочности или устойчивости);б)	по деформациям (жесткости);в)	по образованию трещин или предельному их раскрытию*Задача расчета и сводится к обеспечению гарантий для данной кон¬
струкции против наступления в ней того или иного расчетного предель¬
ного состояния в период эксплуатации.Расчет по прочности или устойчивости является основным и произ¬
водится для всех несущих железобетонных конструкций.Расчет, по деформациям производится в тех случаях, когда имеются
опасения относительно чрезмерных деформаций или колебаний, препят¬
ствующих эксплуатации сооружения; при этом в одних конструкциях
деформации определяются с учетом раскрытия трещин, в других — тре¬
щины недопустимы.Расчет по образованию трещин (на трещиностойкость) необходим
в тех случаях, когда их появление может исключить возможность дальней¬
шей эксплуатации сооружения (например, резервуары) или резко у худ-»
шить его эксплуатационные качества. Поверочный расчет по предельному1 В. А. Б а л д и н, И. И. Гольденблат, В. М. К о ч е н о в, М. Я. П и л ь
диш, К. Э. Тал ь, под редакцией В. М. Келдыша, Расчет строительных кон
струкций по предельным состояниям, Госстройиздат, 1951.К. Э. Таль, Расчет бетонных и железобетонных конструкций по расчетным пре
дельным состояниям; Государственное издательство литературы по строительству и 'архи
тектуре,* 1955.«Строительные нормы и правила» (СНиП), ч. II, Государственное издательство лите¬
ратуры по строительству и архитектуре, 1954.
§ 11 Основы метода расчета по расчетным предельным состояниям 105раскрытию трещин должен производиться для ряда сооружений (мостов,
силосов, дымовых труб и др.), так как чрезмерное раскрытие трещин
может повлиять на степень их долговечности. . -2; Расчетные коэффициенты. Нормативные и расчетные характеристикинагрузок и материаловПри расчете на прочность или устойчивость вводятся расчетные
коэффициенты трех видов — перегрузки ti, однородности материалов k
и условий работы конструкции пг.Установление таких коэффициентов основано на том, что важнейшими
факторами, от которых зависит наступление предельного состояния кон¬
струкции, являются: а) внешние нагрузки и другие воздействия; б) ка¬
чества и механические свойства материалов, из которых выполнена кон¬
струкция,. и в) общие условия работы конструкции, условия ее изготовле¬
ния и пр.Нагрузки, механические характеристики материалов, а также коэф¬
фициенты, учитывающие влияние условий работы конструкции вводятся
в расчетные формулы, причем значения каждого из этих факторов норми¬
руются.. Под нормативной нагрузкой понимается такая нагрузка,
которая соответствует условиям нормальной эксплуатации сооружения.
Однако нельзя считать, что величина установленной нагрузки никогда
не может быть превышена. Такое превышение нагрузки возможно за счет
различных случайных обстоятельств. Например, нагрузка от разного
рода оборудования может превысить установленную норму в периоды
ремонта, перестановки оборудования и т. п. Возможная изменчивость
нагрузки характеризуется коэффициентом перегрузки п.
При этом разные категории нагрузок могут иметь разные коэффициенты
перегрузки, которые могут быть установлены путем статистической обра¬
ботки результатов длительных наблюдений.В соответствии с этим установлены различные коэффициенты пере¬
грузки в зависимости от вида нагрузки.Так, для собственного веса конструкций всесторонний анализ
данных, влияющих на величину п (отличие реальных размеров от
проектных, колебания в объемном весе материалов), привел к уста¬
новлению п =1,1, для собственного веса утеплителей п = 1,2, поскольку
вес утеплителя весьма изменчив.Необходимость учета ряда обстоятельств, влияющих на изменчивость ^
разного рода нормативных нагрузок в промышленных и жилшцно-граж-"
данских зданиях, привела к установлению коэффициента перегрузки
п == 1,2 -г- 1,4; работа по уточнению п для разных нагрузок продол¬
жается и. намечается выпуск специальной инструкции.. Коэффициент перегрузки для нагрузки от толпы принят п = 1,2.На основе статистических данных, отражающих результаты много¬
численных наблюдений, для снеговой нагрузки принято ti =.J,4, для
ветровой л =.1,2.При умножении нормативной нагрузки на коэффициент перегрузки
получается расчетнаянагрузка.В приложении I приведены величины нормативных нагрузок (уста¬
новленные, как полезные нагрузки, практикой многих лет, а также и
с учетом зарубежных норм), коэффициенты перегрузки и расчетные на¬
грузки в кг/м2./Динамические воздействия нагрузки на конструкцию, а также уве¬
личение нагрузок при изменении условий эксплуатации должны учиты¬
ваться независимо от коэффициента перегрузки.
(Ов Глава III. Основы существующих методов расчета железобетонных конструкцийМеханические свойства материалов (предел прочности, предел теку¬
чести.и т. п.) также не являются постоянными величинами. Они имеют
естественный разброс, который зависит, от характера самого материала,
а . также от техники его изготовления и испытания образцов.За нормативное сопротивление материа¬
лов — бетона и стали —принимается та величина сопротивления, кото¬
рая проверяется контрольными испытаниями.Для бетона контрвлируемой величиной является прочность,
соответствующая его проектной марке; последняя и принята за норма*
тивный предел прочности бетона.Так как в одних элементах прочность бетона характеризуется призмен*
ной йрочностью бетона. /?“р, в других — прочностью бетона на сжатие
при изгибе Я*, а в третьих/—прочностью бетона при растяжении /?“,
то в нормах все эти величины определяются в зависимости of марки бетона
(его кубиковой прочности).	. •. Изменчивость механических свойств бетона характеризуется коэф¬
фициентом однородности бетона k6, который учитывает опасность сниже¬
ния сопротивления бетона по сравнению с его нормативной прочностью.При установлении коэффициента однородности бетона большое зна¬
чение Имела практика строительства и эксплуатация зданий и сооружений,
а также использование статистического метода обработки данных кон¬
трольных испытаний. В результате такого изучения для бетона была
приняты величины коэффициента однородности, приведенные в табл. 7.Таблица 7Коэффициенты однородности бетона &бВид напряженного состоянияУсловия
приготовле¬
ния бетонаМарка бетона35-200300—6001. Сжатие осевое и при изгибеА0,600,65Б0*550,602, РабтяжейиеА0,450,50Б0.400,45Значения коэффициентов однородности, приведенные в строках А* принимаются
для бетонбв, ПрйгЬтозлйеМых йа бетонных заводах или бетонных узла** оборудован¬
ных механизмами для автоматического или полуавтоматического дозирования соста¬
вляющих бетонной смеси (вяжущего, фракций заполнителя, воды и добавок), при си¬
стематическом контроле прочности и однородности бетона при сжатии.В случае установлений марки бетона по растйжению и систематическом контроле
проЗнОСтй и однородности бетона при растяжений коэффйцйенты, прйвбдейные в п. 2
табл. 7, повышаются на 10%.Коэффициенты однородности для сопротивления беТойа растяжению
вообще ниже соответствующих коэффициентов при сжатии вследствие
большего рассеяния результатов испытаний на растяжение*Умножением нормативного сопротивления бетона на коэффи¬
циент однородности k6 Получается практически вероятное нйжйее
з На чение предела прочности бетойа, которое прини¬
мается при расчете и называется расчетным сопротивле¬
нием бетона.В табл. 8 приведены нормативные и расчетные сопротивления (пре¬
делы прочности) бетона.
§ II. Основы метода расчета по расчетным предельным состояниям107Таблица 8Нормативные Я” и расчетные Rq сопротивления (пределы прочности)бетона в кг/см2Вид напряженного
. состоянияУсловноеобозначениеУ словия
приготовле¬
ния бетонаМарка бетона3550751001502003004005006001. Сжатие осевое
(призменная
прочность)рнпр^прU281715402422602633804844115706514590802101401302801901703502302104202702502.* Сжатие при из¬
гибеЯи
■ /?■(й352119503027754541100605514085801801101002601701603502302104402802605203303103. РастяжениеЯрRP52,2262,72,483,63,2104,54135,85,2167,26,42110,59,52512,511281412.5301513,5Примечание. Значения и Rp для бетонов на глиноземистом цементе
принимаются с коэффициентом 0,7.Для горячекатаной арматуры контролируемой ве¬
личиной является браковочный минимум предела текучести, который
и принимается за ее нормативное сопротивление; для
холодно об p-а ботанной арматуры за нормативное со¬
противление принимается браковочный минимум предела прочности.Эти прочностные характеристики арматуры для каждой марки стали
и вида арматуры не являются постоянными и, подобно бетону, имеют
разброс.Обработка результатов контрольных испытаний различных видов
й марок стали показала, что предел текучести круглой стали имеет зна¬
чительный разброс, причем степень разброса, например, у Ст. 0 больше,
чем у Ст. 3. Единичные значения предела текучести лежат ниже установлен¬
ного браковочного минимума.При назначении коэффициентов однородности арматуры, кроме резуль¬
татов статистической обработки данных испытаний и опыта строительства,
учтены также отклонения фактических диаметров стержней от их
номинальных значений. В результате коэффициенты однородности
приняты:а)	для арматуры (в том числе и фасонного проката) из горячекатаной
стали марок Ст. 0 и Ст. 3, а также для арматуры из "сталей марок Ст. 0
и Ст. 3, подвергнутой силовой калибровке &а = 0,9;б)	для арматуры из горячекатаной стали периодическо'гЪ профиля
марок Ст. 5 и 25Г2С kа = 0,85;в)	для холодносплющенной арматуры периодического профиля й для
арматуры из холоднотянутой проволоки &а = 0,8.Довольно высокие значения коэффициентов однородности для арма¬
туры объясняются тем, что они назначены по отношению к браковочному
минимуму прочностных характеристик; при отнесении их к средним вели¬
чинам этих характеристик (принятым в методе расчета по стадии разрух
шенйя) они ближе подошли бы к величинам коэффициентов однородности,
установленным для бетонов высоких марок.
J03 Глава III. Основы существующих методов расчета железобетонных конструкцийТаким образом, большая разница между-коэффициентами однород¬
ности стали и бетона объясняется тем, что^их отнесли к различным по су¬
ществу величинам.Расчетные сопроти в л е й' рря а р м а т у р ы полу¬
чаются также путем умножения нормативных сопротивлений арматуры
на соответствующие коэффициенты однородности.В ;табл. 9 приведены нормативные и расчетные сопротивления растя¬
нутой и сжатой арматурыТаблица 9Нормативные /?” и расчетные £а сопротивления арматуры ъ кг/см2Вид арматурыНорматив¬
ные сопро¬
тивления *Я” в кг/см2Расчетные сопротивлейир
Ra в кг/см*для растя¬
нутой арма¬
турыдля сэкатой
арматуры1.	Горячекатаная круглая, полосовая или
фасонная из стали марки Ст. 0 ;	2.	То же, из стали марки Ст. 3	3.	Горячекатаная круглая из стали марки
Ст. 0, подвергнутая силовой калибровке. .4.	То же, из стали марки Ст. 3	5.	Горячекатаная периодического профиля, из
стали марки Ст. 5 ..... ,	6.	То же, из стали марки 25Г2С ......7.	Холоднотянутая проволока диаметром до
5,5 мм включительно ...........8.	То же, при диаметре проволоки 6—10 мм9.	Холодносплющенная периодического про¬
филя из стали марок Ст.* 0 или Ст. 3 . # .19002400240028002800400055004500450017002100210025002400
3400 '450036003600170021001700210024003400450036003600Приведенные в табл. 9 значения /?"'-и для стали марок Ст. 3 и Ст. 5 отно¬
сятся к арматуре диаметром до 40 мм. При диаметре более ‘40 мм расчетные сопро¬
тивления принимаются: для горячекатаной арматуры периодического профиля из стали
марки Ст. 5 = 2300 кг/см2; для горячекатаной арматуры из стали марки Ст. 3
Яа-0,9Д“.Полное использование расчетного сопротивления арматуры из стали марки Ст. 3,
подвергнутой силовой калибровке, допускается только для арматуры диаметром до
12 мм при применении ее в сварных каркасах и сварных сетках; в остальных „слу¬
чаях расчетное сопротивление этой арматуры принимается, как для арматуры из
стали марки Ст. 3, не подвергнутой силовой калибровке.В железобетонных конструкциях из легкого бетона марки ниже 100 расчет¬
ное сопротивление арматуры независимо от марки стали принимается как. для горяче¬
катаной арматуры из стали марки Ст. 0.3.	Коэффициенты условий работы .конструкции m й коэффициенты
условий работы арматуры -та +Как было отмечено, общие условия работы конструкции и условия
ее изготовления учитываются путем введения ко эффициента
условий р а б о ты ш конструкции.В то время как, коэффициенты перегрузки и коэффициенты однород¬
ности материалов учитывают основные факторы и потому входят* во все
расчетные формулы, коэффициент условий работы учитывает дополни¬
тельные ^особые) факторы, которые проявляются в работе только отдель-1 НиТУ 123-55.
§ 11 Основы метода расчета по расчетным предельным состояниям109ных видов конструкций. Им учитываются, например, неполное соответ¬
ствие расчетных предпосылок действительным условиям работы конструк¬
ции, влияние концентрации напряжений, необходимость в отдельных
Случаях повышения надежности ответственных конструкций, влияние
Ьсобых условий возведения и эксплуатации конструкций и др. По суще¬
ству этот коэффициент должен учитывать все остальные факторы, влияю¬
щие на запас прочности, кроме возможной перегрузки и возможного сни¬
жения качества материалов.Величина этого, коэффициента, вообще говоря, отлична от единицы,
но практически оказалось целесообразным принять его равным единице
для распространенных конструкций, находящихся в обычных условиях
эксплуатации, и только для отдельных случаев этот коэффициент принят
больше или меньше единицы в зависимости от того, благоприятно или
неблагоприятно влияют те факторы, которые в каждом отдельном случае
им. учитываются.В СНиП и НиТУ 123-55 такие коэффициенты даны только для наи¬
более распространенных случаев. Например, для изгибаемых сборных
элементов, изготовляемых на заводе и подвергаемых проверке в отношении
прочности, т = 1,1, причем значения расчетных сопротивлений бетона
должны во'всех случаях приниматься по строке Б табл. 8; для монолитных
центрально сжатых элементов сечением менее 30 X 30 см или диаметром
менее 30 см и внецентренно сжатых элементов с большей стороной сече¬
ния менее 30 см т = 0,8, чем учитываются возможные дефекты произ¬
водства работ, могущие оказать влияние на снижение несущей способ¬
ности элементов при малых размерах сечений.В некоторых случаях вводится еще особый коэффициент
условий работы арматуры — та. Так, при бетоне марки 100
для растянутой арматуры из круглой горячекатаной стали марки Ст. 3,
круглой Ст. 0 и Ст. 3, подвергнутой силовой калибровке, применяемой
в вязаных каркасах и сетках, а также для горячекатаной периодического
профиля и холодносплющенной принимается та = 0,9; этим учитывается
возможность преждевременного раскрытия трещин и нарушения сцепле¬
ния арматуры с бетоном вследствие сравнительно высоких рабочих напря¬
жений в арматуре; для растянутой и сжатой арматуры из холодносплю-
гценных стержней периодического профиля, а также из холоднотянутой
проволоки, применяемой в сварных каркасах и сетках, та = 0,65.В дальнейшем, при изложении расчёта* -элементов, будут указаны и
другие случаи введения коэффициента та, отличного от единицы.Коэффициент условий работы арматуры та вводится в расчет неза¬
висимо от общего коэффициента условий работы конструкций т.Надо отметить, что окончательные значения расчетных коэффициен¬
тов были установлены на основании анализа влияния совокупности всех
коэффициентов, результатов опытного проектирования конструкций и изу¬
чения опыта строительства, причем при анализе коэффициентов перегрузки
и однородности материалов были использованы многочисленные факти¬
ческие данные.С целью облегчения расчета элементов по расчетным предельным
состояниям в приложении IV приведены готовые произведения норма¬
тивных сопротивлений на соответствующие коэффициенты^ однородности
арматуры и коэффициенты условий работы арматуры, так называемые
условные расчетные сопротивления арматуры:
растянутой — Ra у = £ата/?“, сжатой Ray = kamaR\ и растянутой по¬
перечной арматуры Ra у = &а/Пнта/?”*.*	В дальнейшем эти данные используются при решении примеров расчета.
110 Глава III. Основы существующих методов расчета железобетонных конструкций4.	Особенности расчета несущей способности (прочности) конструкцийФормула, по которой производится расчет несущей способности
железобетонного элемента, в общем случае может быть выражена так:W < Ф (т;/?б; Яа; S),	(III. 8)где N = 2nNн — усилие в конструкции (например, изгибающий мо¬
мент) от расчетных нагрузок;N" — усилие от нормативной нагрузки;
п — коэффициент перегрузки;Ф — расчетная несущая способность конструкции (при сжа¬
тии, растяжении, изгибе и т. п.), являющаяся функцией
геометрических размеров конструкции, расчетных со¬
противлений материалов и коэффициентов условий ра¬
боты конструкции;R6 = k6R% расчетное сопротивление бетона;R* — нормативное сопротивление бетона;
k6— коэффициент однородности бетона;Ra = k^R* — расчетное сопротивление арматуры;R£ — нормативное сопротивление арматуры;
ka — коэффициент однородности арматуры;5 — геометрические характеристики сечения;
m — коэффициент условий работы конструкции.Из формулы (III. 8) следует, что максимальное усилие
в элементе при наиболее неблагоприятных обстоятельствах не должно
быть больще предельной (минимальной) несущейспособ-
нрсти конструкции, определяемой при наименьших возможных зна¬
чениях прочностных характеристик материалов. Таким образом, небла¬
гоприятные обстоятельства учитываются тем, что величина нагрузки
принимается наибольшей вероятной, а сопротивление материалов берется
наименьшим.Этим фактически вводятся запасы и на нагрузки, и на сопротивление
материалов.То же можно выразить другими словами: расчетные (наибольшие)
усилия М, N и Q не должны превосходить предельных усилий M„fev
NnpM и фПред, которые могут быть восприняты соответствующими сече¬
ниями элемента при напряжениях, равных R6 = k6R% —для бетона
и /?а — ktRl — для арматуры при определенном коэффициенте условий
работы элемента га.Само предельное состояние, например изгибаемых элементов, характе¬
ризуется восприятием полного усилия в растянутой зоне арматурой при
полном использовании сопротивления бетона и арматуры сжатой зоны
(рис. III. 5). При этом эпюра сжимающих напряжений в бетоне йрини-
мается прямоугольной при напряжении, равном расчетному сопротивле¬
нию бетона на сжатие при изгибе R„, а напряжение в арматуре — равным
расчетному сопротивлению арматуры Rt, умноженному в необходимых
случаях на соответствующий коэффициент условий работы арматуры тя.Из этого следует, что при расчете по несущей способности общая
характеристика предельного состояния по существу не отличается от при¬
нятой при расчете по стадии разрушения. Поэтому для изгибаемого
элемента любой симметричной формы сечения с одиночной арматурой
расчетная формула будетМ < mRuS6 = тта/?а/?аг,
§ 11. Основы метода расчета по расчетным предельным состояниям 111а;:для центрально сжатогоN < т (RnfF6 +Формулы для расчета по предельному состоянию легко могут быть
получены из формул для расчета по стадии разрушения.По, внешнему виду новые расчетные формулы отличаются отсутствием
в левой части коэффициента запаса прочности и наличием в правой части
коэффициента условий работы т, а нередко и коэффициента условий
работ арматуры та.Однако по существу значения величин, входящих в формулы расчета
по предельному состоянию, имеют другой смысл и другое значение.
Например, изгибающий мо¬
мент М представляет собой
момент от нормативных на¬
грузок, умноженных на со¬
ответствующие коэффициен¬
ты перегрузки, а прочност¬
ные характеристики пред¬
ставляют собой расчетные их
Значения, т. е. нормативные
сопротивления, умноженные
на соответствующие коэффи¬
циенты однородности.Что касается величин расчетных усилий в сечениях элементов, то
их во многих случаях следовало бы определять, как и при расчете по ста¬
дии разрушения, с учетом пластических деформаций. Однако применение
этого расчета пока ограничено, и для огромного большинства случаев
статический расчет производится в предположении упругой работы кон¬
струкции.'б.	Нормативные и расчетные модули упругости бетонаВыше были отмечены случаи, когда необходимо знать модули упру¬
гости бетона.. Как и прочностные характеристики, модули упругости
имеют нормативные и расчетные значения.За нормативные значения модулей упру¬
гости "бетона принимаются их величины, отвечающие кубиковой
прочности бетона, т. е. модули упругости бетона при сжатии (см. табл. 2),Таблица 4ЭРасчетные модули упругости бетона при сжатии Еg в кг/см2Рис. 111,5МаркабетонаТяжелыйбетонЛегкий бетон 1МаркабетонаТяжелыйбетонЛегкий бетон
• %3540 000200S00 000115 0005065 00050 000300270 000—7590 00060 000400310 ООО—100120 00075 000500340 000 -—150 '165 000100 000600360 000—Примечания. 1. Расчетные модули упругости легких бетонов даны для бето¬
нов на котельных и металлургических шлаках и на керамзите.2. Расчетные модули упругости легких бетонов марок 100 и 150 при изготовле¬
нии их на кварцевом песке принимаются с повышением на 40%.
112 Глава III. Основы существующих методов расчета железобетонных конструкцийЗа расчетные модули упругости бетона при¬
нимаются значения, соответствующие минимальной прочности бетона
каждой марки, получаемой умножением кубиковой прочности на коэффи¬
циент однородности (0,55—0,65).Вычисленные таким путем значения расчетных модулей упругости
бетона (заводского приготовления) при сжатии приведены в .табл. 10.6.	Преимущества метода расчета по предельным состояниямМетод расчета железобетонных конструкций по расчетным предель¬
ным состояниям имеет ряд преимуществ перед прежними методами рас¬
чета.1)	Введением системы расчетных коэффициентов, учитывающих раз¬
дельно влияние на несущую споробность конструкции изменчивости
нагрузок и прочностных свойств материалов, а также влияние и других
факторов, достигается дифференцированный и более строгий подход
к расчету* отдельных элементов конструкций, чем с единым общим
коэффициентом запаса. Учет же всех основных факторов, влияющих на
несущую способность, должен приводить и к более экономичным кон¬
струкциям.2)	Каждое новое достижение в повышении однородности материалов
легко моэкет быть учтено в нормах, что в результате поведет к экономий
материалов, а также к облегчению и усовершенствованию конструкций.3)	Новый метод расчета по своей простоте для практического приме¬
нения и по технике расчета в основном не отличается от расчета по стадии
разрушения.Однако этот метод расчета требует еще дальнейшего развития и уточ¬
нения, а также упрощения расчетных формул, путем включения расчет¬
ных коэффициентов в величины расчетных сопротивлений.
Г Л А В A TVИЗГИБАЕМЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ (ПЛИТЫ И БАЛКИ)А. ПРЕДВАРИТЕЛЬНЫЕ СВЕДЕНИЯ О КОНСТРУКЦИЯХ ПЛИТИ БАЛОК§ 12. БАЛОЧНЫЕ ПЛИТЫКак было отмечено выше, к балочным относятся плиты с отношением
сторон /2 : > 2.1.	В монолитном железобетонеМонолитные плиты редко выполняются как самостоятельные эле¬
менты. Обычно они находятся в монолитной связи с балками (ребрами) и
образуют многопролетные неразрезные конструкции.Наименьшая толщина балочных плит h по НиТУ 123-55 должна быть:
для покрытий — 6 см, для междуэтажных перекрытий гражданских зда¬
ний — 7 см, для междуэтажных перекрытий производственных зданий —
8 см и под проездами — 10 см.Толщина балочных плит при бетоне марки 200 и более может быть
уменьшена на 1 см, но должна приниматься не менее 6 см,В ненесущрх плитах и в некоторых других конструкциях (например,
в часторебристых перекрытиях) толщина плиты может быть меньше.Арматура балочных плит состоит из рабочих и распределительных
стержней. Обычно арматура в плитах располагается только в растянутой
зоне; в сжатой зоне арматура применяется в исключительных случаях.. ‘Для армирования могут быть использованы отдельные стержни (вяза¬
ные сетки) и сварные сетки. Первый способ, как неиндустриальный, сле¬
дует допускать только при отсутствии сварных сеток и небольших объемах
работ; второй способ является основным для армирования плит перекры¬
тии, покрытий и пр.а)	Армирование отдельными стержнямиКоличество рабочей арматуры в пролетах и на опорах определяется
расчетом.Диаметр рабочих стержней обычно принимается 6—10 лш, а *в осо¬
бенно толстых плитах—до 12—18 мм.Расстояние между рабочими стержнями в средней части пролета и
над опорами должно быть не более 20 см в плитах толщиной до 15 см,
а в плитах толщиной более 15 см не более 1,5/г.Учитывая, что в неразрезной плите на средних опорах появляются
отрицательные моменты, часть рабочей арматуры переводят, из нижней
збны 'плиты в верхнюю, отгибая их для восприятия растягивающих уси¬
лий. Отгибы стержней делают с уклоном 1 : 172 и 1 : 2. У крайних сво¬
бодных опор нижние стержни можно было бы укладывать без отгибов,
йо так как концы плит обычно частично защемлены, часть стержней
(третью, часть) тоже отгибают вверх.
114Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)Перпендикулярно к рабочей арматуре укладывают распределительные
стержни, которые связывают вязальной (мягкой отожженной) проволо¬
кой диаметром 0,8—1 мм в точках пересечения (обычно через один узел)
с рабочими стержнями. Распределительная арматура необходима для луч¬
шего распределения нагрузки (сосредоточенной) на рабочие стержниплиты, для противодей¬
ствия появлению тре¬
щин от усадки и темпе¬
ратурных колебаний, а
также для удержания
рабочих стержней на
установленных расстоя¬
ниях при бетониро¬
вании.Сечение распреде¬
лительной арматуры*
должно составлять не
менее 10% от сечения
рабочей арматуры (на
1 пог. м), но не менее
трех стержней на
1 пог. м.На рис. IV. 1 при¬
ведены способы арми¬
рования неразрезных
плит (по данным Лен-
промст.ройпроекта) при
толщине плиты до 7 см,
до 8 см и при толщине
более 8 см и арматуре
до 8 и 10 мм и более.
В последнем случае ра¬
бочие стержни приме¬
няются с одним отги¬
бом. Отгибы под 30°
делаются: у Промежу¬
точных опор — на рас¬
стоянии 1/6/0 от грани
балки, а у крайней опо¬
ры (у стены) — на рас¬
стоянии Vi0 /0 от грани
стены* Верхняя арматура заводится за опору на V4 А» ес^и Р < 3 g, и
на V. А» если Р> 3 g, где р и g — соответственно временная и постоянная
равномерно распределенная нагрузка. Верхние прямые участки стержней
арматуры рекомендуется заканчивать прямыми крюками, которые дово¬
дятся до опалубки.Нижние прямые участки гладких стержней заканчиваются полу¬
круглыми крюками на крайних опорах и оставляются без крюков на
промежуточных опорах. Рабочие стержни из стали периодического
профйля оставляют без крюков на кодцах. В крайних пролетах и на пер¬
вой промежуточной опоре в соответствии с большими моментами укла¬
дывается и большее число стержней. Иногда с целью укладки в край¬
нем пролете и над первой промежуточной опорой того же количества
стержней, что и в средних пролетах, принимают стержни двух разных
диаметров.Рис. IV. 1. Армирование неразрезных балочных плит
отдельными стержнямиа — при толщине до 7 см; 6 — то же, до 8 см; в — то же,
более 8 см
§ 12. Балочные плиты115Толщина защитного слоя бетона в плитах толщиной до 10 см включи¬
тельно должна быть из тяжелого бетона не менее 10 мм и из легкого бе¬
тона не менее 15 мм; в плитах толщиной более 10 см — не менёе 15 мм.При систематическом воздействии на конструкцию дыма, паров кис¬
лот, высокой влажности указанная толщина защитного слоя должна быть
увеличена не менее чем на 10 мм.Точное соблюдение толщины защитного слоя, особенно при тонких
плитах, весьма важно, так как смещение арматуры (внутрь) против проект¬
ного ее положения может вызвать значительные перенапряжения в арма¬
туре и в бетоне.Длина опорной части плиты принимается равной ее толщине и обычно
не менее х/2 кирпича.б)	Армирование плит сварными сеткамиАрмирование сетками различают непрерывное — рулонными сетками
и раздельное — с применением плоских отдельных сеток (рис. IV. 2, а, б).
Как те, так и другие подбираются согласно расчету по сортаменту, приве¬
денному в табл. IX. 5 приложения.Рис. IV. 2. Армирование плит сварными сетками
а—непрерывное; б — раздельное; в — способы заанкеривания сетки на крайней опореСтыкование сето^. производится в рабочем и нерабочем направлении
согласно рис. I. 25 и I. 26; стыки в рабочем направлении следует распола¬
гать вразбежку.На свободных опорах сетка должна иметь для улучшения сцепления
(заанкеривания) хотя бы один поперечный (распределительный) стержень;
расположенный за гранью опоры; в противном случае такой стержень
должен специально привариваться или рабочие стержни сетки должны
иметь на концах крюки (рис. IV. 2, в).Предельная толщина плит и величины защитного слоя принимаются
такие же, как и при армировании отдельными стержнями.2.	В сборном железобетонеСборные железобетонные плиты применяются разных.видов и разме¬
ров в зависимости от их назначения. Они находят широкое применение
для междуэтажных перекрытий, для покрытий, стен, лестничных площа¬
док, в виде подоконных плит и др.Плиты могут быть сплошного сечения, ребристые и пустотелые из
тяжелого, легкого и ячеистого бетона.Наряду с плитами относительно небольших размеров широко при¬
меняются плиты значительных размеров, так называемые крупнопанелы
116Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)ные (или просто панели). Например, для покрытий промышленных зда¬
ний при прогонной системе применяются плиты длиной не более 3 м9
а при беспрогонной — панели 1,5 X 6 м или 3 X 6 м9 а при предвари¬
тельном напряжении и значительно больших размеров (до 12 м). По своейРис. IV. 3. Сборные плиты и панели
а — сплошные плиты; б — ребристый настил; в — четырзхпустотная панельконструкции плиты и панели различаются в зависимости от того, приме¬
няются ли они для холодных или теплых покрытий, для междуэтажных
перекрытий или стен.Сборные плиты и панели армируются, как правило, сварными сетками
и каркасами, которое заготовляют в виде плоских элементов: Концы ра¬
бочей арматуры в плитах, панелях и пр. должны отстоять от торцовых
сторон этих элементов на расстояние не более 5 мм.В отличие от монолитных плит толщина защитного слоя сборных плит
заводского изготовления из тяжелого бетона марки не ниже 200 мо¬
жет быть уменьшена на 5 мм, но во всяком случае не должна быть
менее 10 мм.На рис. IV. 3, а показаны сборные плиты для покрытий и между¬
этажных перекрытий, укладываемые по балкам (железобетонным или
металлическим) или непосредственно на стены. Сборные йлиты сплошного
§ 13 Балки117сечения изготовляются как из обычного бетона (марки не ниже 200),
например размерами 67 X 49,5 см при толщине 4 см (для бортов фона¬
рей), так и из автоклавного ячеистого бетона, например пролетом 150—
300 см при ширине 49,5 см и толщине 14—16 см (для покрытий промышлен¬
ных зданий).Крупнопанельные плиты (панели, настилы) выполняются ребристыми
(с ребрами книзу или кверху) и многопустотными, причем в последних
пустоты могут быть прямоугольными с закругленными углами, круглыми
и овальными с плоской или сводчатой верхней поверхностью1.На рис. IV. 3, б в качестве примера приведен ребристый настил (дли¬
ной 5,97 м и шириной 1,19 ж) с ребрами, обращенными книзу, для между¬
этажных перекрытий производственных зданий, а на рис. IV. 3, в — мно¬
гопустотная панель с овальными пустотами (длиной 6,26 м и шириной
2,395 м) для междуэтажных перекрытии жилых и гражданских зданий.§ 13. БАЛКИ1.	В монолитном железобетонеНаиболее распространенные- в монолитном железобетоне сечения
балок — прямоугольное и тавровое.Балки таврового сечения встречаются как самостоятельные элементы,
так и в составе ребристого перекрытия.Отношение ширины к высоте сечения балки принимается обычно в пре¬
делах от V2 до V4 и зависит от ряда соображений как конструктивного,
так и архитектурного порядка. В исключительных случаях могут быть
отступления от этих пределов в ту или другую сторону.Арматура балок может быть из отдельных стержней (вязаные кар¬
касы), сварных плоских каркасов или несущая.а)	Армирование отдельными стержнями (вязаными каркасами)Арматуру балок из отдельных стержней составляют (рис.. IV. 4):
рабочие стержни — прямые и отогнутые, хомуты и монтажные стержни.
При отгибании стержней одновременно достигается и перевод части ихв верхнюю растянутую зону над опорами. Отгибание части стержней
вблизи опор кверху является вполне возможным, так как величины поло¬
жительных моментов к опорам постепенно убывают.Продольная арматура балок (как рабочая, так и монтажная) при вя¬
заных каркасах должна быть диаметром не менее 10 мм\ в часторебристых
перекрытиях допускается применение арматуры диаметром 8 мм.Арматура располагается по возможности равномерно по ширине балки
(рис. IV. 5), обычно в один, а иногда в два ряда; следует избегать шахмат¬
ного расположения стержней верхнего ряда относительно нижнего, так1 Подробнее см. главы XIII и XVII.Рис. IV. 4. Монолитная неразрезная балка (тавровай)
118Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки1как при этом труднее достигнуть тщательного заполнения бетонной
смесью промежутков между стержнями.Стержни, расположенные в один ряд, работают наивыгоднейшим об¬
разом, так как при расположении в два ряда центр тяжести сечения арма¬
туры перемещается кверху, плечо внутренней пары уменьшается и работаарматуры становится менее вы¬
годной.Число доводимых до опор про¬
дольных стержней в растянутой
зоне должно быть не менее двух.Расстояние в свету между
стержнями арматуры должно быть
достаточным для всестороннего обво¬
лакивания их бетоном. Это расстоя¬
ние между стержнями продольной
арматуры в горизонтальных или на¬
клонных элементах должно быть не
менее диаметра самих стержней и не
менее 25 мм для нижней арматуры
(рис. IV. 5, а) и 30 мм — для верх¬
ней (рис. IV. 5, б) (для удобства бе¬
тонирования).При расположении нижней
арматуры более чем в два ряда рас¬
стояние между стержнями, кроме
стержней двух нижних рядов, уве¬
личивается вдвое.Расстояние между стержнями
арматуры периодического профиля
принимается без учета выступов и
ребер стержней.Толщина защитного слоя при
диаметре продольной арматуры до
20 мм принимается не менее 20 мм,
при диаметре арматуры более 20 мм не менее 25 мм, при диаметре
арматуры более 35 мм — не менее 30 мм.Хомуты должны отстоять от поверхности бетона не менее чем на 15 мм.Так же как и в плитах, в случае воздействия на балку вредных фак¬
торов толщину защитного слоя следует увеличивать не менее чем на 10 мм.Концы гладких стержней, работающих на растяжение, в том числе и
свободные концы отогнутых стержней и хомутов, снабжают полукруг¬
лыми крюками.Хомуты в балках ставятся всегда, даже в тех случаях, когда по рас¬
чету на поперечную силу они не нужны.Хомуты связывают сжатую и растянутую зоны балки для совмест¬
ной работы, и в то же время играют роль монтажной арматуры, способ¬
ствующей сохранению расстояний между рабочими стержнями и их рас¬
положения по высоте.Хомуты связывают с рабочей арматурой вязальной проволокой. Хо¬
муты обычно ставят на равных расстояниях, но иногда их располагают
чаще у опор и реже у середины балки. Наибольшее расстояние между
хомутами (шаг хомутов) не должно превосходить 3/4 высоты балки и 50 см;
обычно же расстояние между хомутами в балках высотой до 40 см прини¬
мается не более 20 см, а в балках большей высоты — не больше г/2 высоты
балки. При наличии учитываемой в расчете сжатой арматуры (что ветре-;Рис. IV. 5. Схемы расположения стерж¬
ней арматуры и виды хомутова — открытый двухветвенный хомут; б — за¬
крытый двухветвенный хомут; в — открытые
четырехветвенные хомуты
§ 13. Балки119чается редко) шаг хомутов не должен превышать 15 d стержней сжатой
арматуры. Диаметр хомутов обычно принимается 6—8 мм и только для
очень тяжелых балок — 10 мм.Хомуты бывают двухветвенные (двухсрезные) и четырехветвенные
(четырехсрезные). В балках шириной до 35 см включительно обычно ста¬
вят двухветвенные хомуты (рис. IV. 5, а и б), а в балках шириной более
35 см, когда число стержней в одном ряду обычно более 5, — четырех¬
ветвенные (рис. IV. 5, в), составленные из двойных простых (двухвет-
венных) хомутов.Хомуты различают открытые (рис. IV. 5, а) и закрытые (рис. IV. 5, б).
В балках прямоугольного сечения обычно ставят закрытые хомуты. При
двойной арматуре закрытые хомуты обязательны для противодействия
выпучиванию сжатой арматуры от продольного изгиба.Для правильной установки хомутов, а также рабочих стержней па¬
раллельно последним вблизи верхней плоскости балки располагают
вспомогательные, так называемые монтажные стержни, на которые на¬
кладывают хомуты и прикрепляют их вязальной проволокой. Монтажные
стержни ставят диаметром от 10 до 14 мм в зависимости от размеров
сечения балки.Монтажные стержни попутно служат также и для предохранения
балки от возможного образования трещин вследствие усадки, темпера¬
турных колебаний и других случайных воздействий.б). Армирование плоскими сварными каркасамиВид армирования выбирается в зависимости от требуемого по расчету
числа рабочих стержней: при небольшой ширине балки (до 15 см) устанав?Рис. IV. 6. Армирование балок сварными каркасамиа — одним каркасом; б — двумя; п иг — тремя каркасами; две — упоры для
образования защитного слояливается^ один плоский каркас (рис^ IV. б, а), при значительной ширине
(большой нагрузке) — несколько каркасов в различных сочетаниях:
два (рис. IV. 6, б), три (рис. IV. 6, в и г). Причем плоские каркасы реко¬
мендуется соединять посредством горизонтальных поперечных стержней,
в результате чего образуется пространственный каркас; приварка произ¬
водится с помощью сварочной скобы. При отсутствии же оборудования
для точечной сварки допускается производить укрупнение каркасов при
помощи дуговой электросварки.
120Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)Рис. IV. 7. Сечение балок с жесткой арматуройа — сечение балки с высоким профилем; 6 — то же, с про¬
филем малой высотыРасстояние между поперечными стержнями в каркасах принимается
такое же, как и между хомутами, но при наличии учитываемой в расчете
сжатой арматуры расстояние между поперечными стержнями должно
составлять 20 (а не 15) диаметров сжатой арматуры. При сжатой арма¬
туре, не закрепленной от. бокового выпучивания, поперечные стержни
должны быть замкнутыми. Они, как и хомуты, должны отстоять от по¬
верхности бетона не менее чем на 15 мм.Для обеспечения требуемого защитного слоя бетона к арматурным
каркасам привариваются специальной формы стержни, ^упирающиеся
в стенки и днище формы (рис. VI: 6, д), или удлиненные поперечные
стержни в горизонтальном и вертикальном направлениях (рис. IV. 6, е);
в некоторых случаях могут быть применены и обычные бетонные подкладки.в)	Балки с несущей арматуройКак отмечалось выше, в качестве несущей арматуры балок находят
применение: 1) жеаткая арматура из профильного проката и 2) сварныекаркасы в виде простран¬
ственных ферм.Жесткая .арма¬
тура из профиль¬
ного проката мо¬
жет располагаться по
всей высоте сечения
(рис. IV. 7, а) балки или
только в растянутой зоне
(рис. IV. 7, б).Балки с арматурой
из прокатных профилей
всегда следует снабжать
хомутами (даже если по
расчету они не требуются)
из стержней диаметром 6—8 мм, располагая их через 20—30 см.Толщина защитного слоя, как снизу, так и с боков (считая от граней
балки до краев полок профилей), принимается 5 см в целях удобств бето¬
нирования нижнего слоя и надежной огнезащиты; толщина верхнего за¬
щитного слоя может быть уменьшена до 3 см, так как в отношении огнеза¬
щиты верх конструкции находится в лучших условиях. Расстояние от
стержней круглой арматуры до наружной поверхности бетона должно
быть не менее 2,5 см.Для установки хомутов у верхней и у нижней граней балки уклады¬
вают монтажные стержни диаметром 8—10 мм; при высоких профилях
хомуты могут подвешиваться к верхним полкам. Если по расчету тре¬
буется дополнительная гибкая рабочая арматура, она заменяет в соот¬
ветствующих местах монтажные стержни. Если дополнительная гибкая
арматура получается диаметром более 20 мм, она заменяется накладкой
из полосовой стали (рис. IV. 7, а).При низких профилях, когда по расчету на поперечные силы хомутов
оказывается недостаточно, могут быть применены:, отгибы — при нали¬
чии гибкой арматуры или приварка к верхней полке профиля косых
стержней.Несущие сварные каркасы балок обычно конструи¬
руются в виде пространственных ферм (рис. IV. 8) с поясами из уголков
или из стержней периодического или круглого профиля и решеткой из
§ 13. Балки121гибких стержней1. Решетка чаще, всего выполняется раскосной, с растя¬
нутыми (нисходящими) раскосами и сжатыми (более короткими) стой¬
ками. Наклон раскосов к поясам принимается в пределах от 30
до 60°. В составе железобетонной балки (после отвердения бетона)
раскосы работают как отогнутые стержни, а стойки — как поперечные
стержни (хомуты).Рис. IV. 8. Общий вид пространственного, каркаса главной балки с верхним поясом
из уголков и раскосами, стойками и нижним поясом из стержней круглого профиля/ ч- дополнительные стержни; 2 — поперечные связи; 3— стыковые накладки, 4 —боковые продоль¬
ные стержниНиже приведены детали некоторых узлов, выполняемых при помощи дуговой
сварки; более эффективная контактная точечная сварка еще не нашла^ достаточного
распространения, .хотя опыты ЦНИПС показали целесообразность этой сварки при
изготовлении пространственных каркасов.При поясе из уголка рекомендуется решетку из круглых стержней диаметром
16 мм и менее приваривать при помощи двух точек под слоем флюса (рис. IV. 9, а),
а при диаметре стержней решетки более 16 мм — двусторонним валиковым швом'
(рис. IV. 9, б).При верхнем поясе из круглой стали растянутые элементы решетки допускается
прикреплять накладными крюками с приваркой дуговым швом (рис. IV. 9, в, г).При нижнем поясе .из круглых стержней присоединение раскосов рекомендуется
выполнять с помощью „лапок**, а стоек — впритык кольцевым швом (рис. IV. 9, 5).
При нижнем поясе из стержней периодического профиля следует применять стыковые
накладки (рис. IV. 9, е).При ширине балки более 15 см применяются пространственные каркасы, состав
ленные из двух плоских каркасов (рис. IV. 8); при ширине балки менее 15 см при¬
меняется один плоский каркасПри установлении размеров панелей каркаса необходимо учитывать свободную
длину сжатого пояса* и условия работы опалубки, подвешенной к каркасу; нор
•мально в период возведения здания монтажная нагрузка передается через опалубку на
узлы несущих каркасов. Сжатые пояса плоских каркасов соединяются между собой
сверху отдельными приваренными стержнями, образующими решетку, а растянутые
пояса — при помощи распорок (рис. IV. 8).1 Временная инструкция по проектированию железобетонных конструкций, армированных несущими сварными каркасами (И 166-52), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.
122Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)Рис. IV. №, Сечения балокв прямоурольнре; 6— тавровое с полкой понизу; в—тавровое
с цепкой поверху} г —г двухветеецнде; д -гг полое; е двутавров
вое узкополочноеПри высоте §алак более 70 см к раскосам и стойкам каркасов привариваются
(прихватываются) продольные стержни диаметром 10 мм не реже чем через 5Q см по
высоте.2.	В сборном железобетонеВ сборном железобетоне наибольшее распространение получили
однопролетные балки; неразрезные балки предпочитаются при
динамических нагрузках и в сейсмостойком строительстве.Балки могут быть
любых сечений. Найбо-.
лее часто применяются
сечения (рис. IV, 10):
прямоугольное, тавро¬
вое с полкой понизу,
тавровое с полкой по¬
верху, двухветвенное,
реэке — полое (с круг¬
лой полостью), двутав¬
ровое узкополочное,
П-образноё и др.Выбор формы сечения балок зависит главным образом от их назначе¬
ния, Так, тавровое сечение с полкой понизу целесообразно для между*
этажных перекрытий' при необходимости получения гладкого потолка;
на полки бадок укладываются различного рода плиты наката,, легкобетон¬
ные 'блоки и т. п. Тавровое сечение с полкой-поверху рационально для
подкрановых балрк, которые должны иметь достаточную жесткость в го¬
ризонтальном направлении для восприятия сил торможения.Сборные балки армируются также отдельными стержнями или свар¬
ными каркасами по тем же основным правилам, что и монолитные балки.Толщина защитного слоя «балок из бетона марки не менее 200 может
быть уменьшена на 5 мм, но должна быть не менее 20 мм.В элементах, имеющих подрезку у опор, толщина защитного слоя
нижней продольной арматуры на длине подрезки должна быть не больше
толщины защитного слоя этой арматуры в пролете элемента.Пространственная жесткость каркаса обеспечивается устройством поперечных
диафрагм из дву* перекрещивающихся круглцх стержней.Рис. IV, 9
§ 13. Балки123На рис. IV. 11 показано армирование сварными каркасами одно-
цролетных тавровых балок с полкой понизу и с полкой поверху.Арматура балки с полкой понизу (рис. IV. 11, а) собирается из двух
срарных плоских каркасов — вертикального и горизонтального; верхний
продольный стержень первого каркаса приваривается после пропуска
поперечных стержней сквозь горизонтальный каркас.Арматура балки (прогона) с полкой поверху (рис. IV. 11, б) соби¬
рается из двух вертикальных и одного горизонтального каркаса, уклады¬
ваемого сверху; каркасы соединяются точечной или дуговой электро^
сваркой.Неразрезные балки обра¬
зуются соединением сборных элементов при
помощи жестких стыков — железобетонных
или металлических. Железобетонные стыки
имели .большое распространение в годы пер¬
вых пятилеток, но они малопригодны при
современных индустриальных методах про¬
изводства работ и могут применяться только
в некоторых случаях. Металлические стыки
больше приспособлены к'современным ско¬
ростным методам производства работ; их
основным недостатком является относитель¬
но большой расход металла.Железобетонные стыки обычно
устраиваются на опорах в местах наиболь¬
ших моментов (с наибольшим количеством
верхней растянутой арматуры), т. е. в не-
щгодных для выполнения стьжа местах.Типичным железобетонным
стыком балок на опоре, широко при¬
менявшимся в период первой пяти¬
летки, является стык внахлестку
(рис. IV. 12, а) с применением стержней-
цакдадок, перекрывающих стык. В этом
стыке в особом верхнем вырезе стыкуемых
элементов помещаются выпущенные концы арматуры; они перекрываются
дополнительными стержнями, длина, диаметр и число которых спреде*
ДЯК>тся расчетом; на эту арматуру плотно загибаются и привязываются
к ней выпущенные концы хомутов, и вырез бетонируется. Взаимное пере¬
крытие стержней должно быть не менее 30 d9 причем концы стержней
(гладких) должны быть снабжены полукруглыми крюками и стык стерж:Рис. IV, 11. Армирование сборных тавровых балок плоскими
сварными каркасамиРис. IV 12. Железобетонные
стыки балок
124Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)йей обмотан вязальной проволокой. Диаметр стыкуемых стержней дол¬
жен быть не более 25 мм, зазор между ними* 25—30 мм; расположение
стержней в два ряда допускается только^ случаях крайней необходимости.
В пределах стыка рекомендуется ставив ЯШут* диаметром 6 мм на рас¬
стоянии 10 см. Зазор между
торцами стыкуемых элементов
для возможности заполнения
его бетоном оставляется шири¬
ной 4—5 см..На рис. IV. 12, б приведен
железобетонный стык Г. П. Пе-
редерия. Арматура выпускается
из концов балок в виде концен¬
трических . петель (в плане).В стыке балок эти петли обра¬
зуют разных диаметров кольца,
на которые загибаются концы
выпущенных хомутов. Диаметр
петель меньше 6 ч- 7 d не де¬
лается. Расстояние по верти¬кали между стыкуемыми петлями в свету должно быть не менее 2—2,5 см;
длина выреза бетона должна быть равна ширине большой окружности
плюс 4—5 см, а глубина выреза а + 2 d + 5 см. Стык! Передерия нахо¬
дит применение в некоторых случаях (в плитах) и, в настоящее время.Металлические (сварные) стыки для соединения элемен¬
тов балок приобретают прочность немедленно после сборки и поэтому дают
возможность загружать конструкцию сразу после ее установки и произво¬
дить сборку независимо от времени года.Первый металлический стык С. А. Дмитриева: (рис. IV. 13, а) со-
стоит'из стальных листов, привариваемых к верхней и нижней арматуре и
соединяемых с такими же л истами смежного элемента внахлестку на болтах.
Вместо болтового соединения можно применять сварку.В современных сборных конструкциях, в том числе и балках, стыки,
как правило, выполняются сварными при помощи обычной дуговой элек^Рис. IV*. 13. Металлические (сварные) стыки балок
§ 14. Определение расчетных усилий в балочных плитах и балках125тросварки, а в некоторых случаях*(при толстых стержнях) дуговой «ван¬
ной» сваркой.Для восприятия в месте соединения изгибающих моментов стыки
должны быть жесткими и с,это# целью осуществляются путем соединения
металлических закладных частей (стальных листов, уголков, швеллеров
или двутавров) или непосредственно стержней арматуры с последующей
обетонировкой. В‘последнем случае возможность неточного совпадения
концов свариваемых стержней может быть компенсирована применением
стыковых стержней или широких стыковых планок — накладок.На рис. IV. 13, б приведен один из возможных стыков балок на опоре
с применением закладных частей. В нем верхние стержни приварены к под¬
кладкам, приваренным в свою очередь к рабочей арматуре стыкуемых ба¬
лок. Внизу балки соединены с нижним листом,, уложенным под стыком.На рис. IV. 13, в показан стык высоких балок, уложенных концами
на консоли колонны (из опыта ГДР). Здесь предусмотрена приварка над-
опорной арматуры в два ряда тоже при помощи подкладок из полосовой
стали!; низ балок к консолям не приварен.•	Этот стык (узел) является промежуточным между железобетонным и
■металлическим и применим при сборно-монолитных конструкциях,В дальнейшем, в главах XV и XVIII, рассматриваются жесткие свар¬
ные стыки и узлы балок (ригелей) между собой и с колонной. Продол¬
жается изыскание наивыгоднейших по расходу металла стыков и узлов.Б. РАСЧЕТ ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
ПО НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ§ 14. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ УСИЛИЙ В БАЛОЧНЫХ ПЛИТАХИ БАЛКАХ1.	Общие сведенияДля расчета железобетонных плйт и балок прежде всего устанавли¬
вается расчетная схема, определяются нагрузки — постоянные и времен¬
ные, находятся расчетные моменты и поперечные силы и, наконец, произ¬
водится подбор сечений.Расчетная схема сборных конструкций определяется из условий рас¬
членения ее на элементы и способов их сопряжения при монтаже — шар¬
нирное или жесткое. Другими словами, надо различать два состояния (две
схемы) сборных конструкций: в процессе монтажа они работают как сво¬
бодно опертые, находясь под действием собственного веса и монтажной,
нагрузки; после монтажа — как свободно опертые или как неразрезные
конструкции (в зависимости от сопряжения) под действием эксплуатацион¬
ной нагрузки.В монолитных конструкциях расчетная схема — одна. Например,
ребристое перекрытие рассматривается как состоящее из неразрезных
плит, второстепенных и главных балок, и каждый из.этих элементов рас¬
считывается отдельно как статически неопределимая система.Однако, как отмечалось выше, расчет такой системы по упругой ста¬
дии не соответствует действительной работе конструкции в- предельном
состоянии. Поэтому рекомендуется в таких конструкциях определять мо¬
менты и поперечные силы с учетом перераспределения усилий, связанного
с пластическими деформациями бетона и арматуры и раскрытием трещин
в растянутом бетоне.Действительно, элементы статически неопределимых железобетонных
конструкций (монолитные и сборные) еще до перехода в предельное со-
126Г лава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)стояние изменяют свою жесткость вследствие образования трещин, что и
приводит к перераспределению усилий. Последнее заключается в том, что
с дальнейшим увеличением нагрузки менее напряженные части (элементы)
конструкции, имеющие относительно большую жесткость, начинают при¬
нимать на себя и большую часть нагрузки. Следовательно, неравномерное
образование и раскрытие трещин в статически неопределимой системе со¬
здает такое перераспределение усилий, при котором конструкция по ха¬
рактеру своей работы приближается в какой-то степени к равнопрочной.В основу расчета статически неопределимых железобетонных кон¬
струкций с учетом перераспределения усилий вследствие пластических
деформаций и трещиноообразования положен метод предельного равно¬
весия, разработанный проф. А. А. ГвоздевымЭтот расчет дает возможность более правильно оценить несущую спо¬
собность конструкции. Кроме того, благодаря выравниванию по этому ме¬
тоду моментов, а именно, уменьшению опорных моментов за счет увеличе¬
ния пролетных, достигается экономия металла и облегчается размещение
опорной арматуры, что иногда может приводить и к упрощению самой
формы элементов. Это имеет особенно существенное значение при армиро¬
вании конструкций сварными каркасами и сетками.Обращаясь теперь к диаграммам удлинения стали разных марок,-
можно видеть, что при арматуре, имеющей диаграмму с площадкой те¬
кучести (Ст. О, Ст. 3, Ст. 5), и даже при арматуре, не имеющей явно выра¬
женной площадки текучести, но способной к значительному удлинению за
пределом пропорциональности (холоднотянутая и калиброванная прово¬
лока), будет происходить перераспределение напряжений в арматуре.
Но в арматуре, в которой предел пропорциональности близко подходит
к пределу прочности (холодносплющенная сталь), при самом возникнове¬
нии перераспределения напряжений может наступить хрупкое разруше¬
ние. Следовательно, при расчете элементов, армированных холодносплю-
щенной арматурой, нельзя учитывать перераспределение моментов; эти
элементы следует рассчитывать как упругие системы, в которых предель¬
ное состояние системы в целом наступает сразу после наступления такого
состояния в каком-либо одном наиболее опасном сечении.При наличии основной динамической нагрузки, например от кранов,
расчетные усилия плит и балок также должны определяться как для упру¬
гих систем.Приведем основные данные для расчета балочных плит и балок, на¬
ходящихся под действием равномерно распределенной нагрузки, по упру¬
гой стадии и с учетом пластических деформаций.2. Балочные плиты1.	При расчете балочной плиты как упругой системы
с учетом невыгоднейшего расположения временной нагрузки можно поль¬
зоваться таблицами приложения II. При этом, учитывая разгружающее
влияние балок, жестко связанных с плитой и сопротивляющихся круче¬
нию, расчетные величины постоянной g' и временной р' нагрузок прини¬
маются равнымиg’ = g + ^-p И р’ = \р,	(IV. 1)где g и р — фактические постоянная и временная нагрузки.1 А. А. \Г воздев, Расчет несущей способности конструкций по методу предель¬
ного равновесгоь^Стройиздат, 1949.
§ 14. Определение расчетных усилий в балочных плитах и балках127Подбор сечений (арматуры) производится: в пролетах — по макси¬
мальным моментам, а на опоре—.по моменту у грани балки, определяе¬
мому формулойМ'оа = Моп-^.,	(IV. 2)где	Моп — момент на оси опоры;q = g + р — полная нагрузка на 1 м2;b — ширина балки.Расчетный пролет плиты принимается равным расстоянию между
осями балок.2.	При расчете плит с учетом пластических деформа¬
ций 1 величины изгибающих моментов в каждом пролете плиты прини¬
маются независимо от возможных схем загружения конструкции времен¬
ной нагрузкой.Расчетные изгибающие моменты в неразрезных плитах при отноше¬
нии l2/li > 2 и равномерно распределенной нагрузке определяют, исходя
из того положения, что полусумма опорных моментов плюс момент в сере¬
дине пролета должна составлять в каждом пролете не менеем=(8±АИ‘п 8При этом расчетный момент в каждом сечении должен приниматься
не менееМ-(8+Р)Р24При равных пролетах плиты расчетные моменты реко¬
мендуется определять по следующим формулам:
в средних пролетахМ = ~+1бР'~:
на средних опорах, кроме второй от концаМжш_а±р£..	(IV 4|в крайнем пролетеM=(g+p)/2. (IV 5)
на второй от конца опоре при раздельном армированиим.—(IV.6)то же$ при непрерывном армированиим = +	(IV. 6а)Формулы (IV. 4) и (IV. 6) дают величины опорных моментов по грани
опоры.Расчет балочных плит с неравными пролетами рекомендуется начинать с
большего пролета. При этом если больший пролет плиты является крайним, то вели¬
чина его пролетного момента принимается в пределах:0? + рН* _ (я + р)/г "П > м> н	••	1 ‘Инструкция по расчету плит я второстепенных балок железобетонных перекры¬тий с учетом пластически* деформаций» (И 132-50), Стройиздат, 1950.
128Глава IV. Изгибаемые элвметы (плиты и балки)Если же больший пролет плиты является средним, то величина пролетного мо¬
мента принимается в пределахM+DJL > м &16 > уи > 24В соответствии с принятой величиной расчетного пролетного момента определя¬
ются для того же большего пролета плиты значения опорных моментов из условия,
чтобы полусумма опорных моментов плюс момент в середине пролета были равны(g+p) i\.8Полученные значения опорных моментов, скорректированные в соответствии
с фактическим армированием на опорах, принимаются как заданные при определении
расчетных моментов в соседних пролетах.Расчетный пролет I плиты принимается в зависимости от условий
опирания, ‘а именно: в средних'пролетах и в крайних, если опорами яв¬
ляются железобетонные балки, —равным пролету в свету; в крайнем при
свободном опирании —равным пролету в свету плюс V2 толщины плиты.Нагрузка на 1 м2 плиты складывается из постоянной и временной (по¬
лезной); постоянная g — из собственного веса плиты, веса пола и затирки
снизу (если она имеется); полезная р — в соответствии с назначением
здания или по заданию. При расчетной ширине плиты 1 м нагрузка на1	м2 будет в то же время и'расчетной на 1 пог. м полосы плиты.Определив величины положительных й отрицательных моментов,
переходят к подбору сечений плиты.3.	Балки1.	При расчете неразрезных балок как упругих систем
по таблицам, приложения И, учитывая разгружающее влияние главных
балок (прогонов), если они имеются, расчетную постоянную g' и времен¬
ную pf нагрузки принимают.1	/ 38 =ё + ~4~р и рПодбор сечений производится: в пролетах по максимальным момен¬
там, а на опорах — по моментам у грани главной балки (прогона), опре¬
деляемым формулой*Mfic4 = Moa — Q~,где Q — поперечная сила в опорном сечении;Ъ — ширина прогона.Расчетный пролет принимается равным расстоянию между осями
опор, а если ширина последних превышает 0,05 /0 — равным расстоянию
между опорами в свету плюс 0,05 /0.2.	При расчете балок с учет ом пластических дефор¬
маций расчетные изгибающие* моменты при равномерно распределен¬
ной нагрузке, если величины соседних пролетов отличаются друг от друга
не более чем на 10%, рекомендуется определять по формулам:в средних пролетахМ =	;	(IV. 7)на средних опорахм = — (g+tg ■ —;	(IV. 8)
§ 15. Данные к подбору сечений плит и балок129в крайнем пролетеМ = ^±P)il ;	(IV. 9)на вторых от конца опорахМ==_(£±£И1.	(IV. 10)Величины расчетных опорных моментов относятся к сечениям по гра¬
ням опор. При этом в опорных сечениях балки во избежание разрушения
сжатой зоны процент армирования ограничивается условием-т- < 0,3 или .^<0,3—(IV. 11)Расчетный пролет I принимается для средних пролетов равным рас¬
стоянию между прогонами в свету, а для крайних пролетов — расстоянию
от боковой поверхности прогона до середины опоры на стене, а при нали¬
чии по контуру перекрытия бортовых (обвязочных) балок — расстоянию
в свету между прогоном и бортовой балкой.Если соседние пролеты различны (в пределах 0,1 /), опорный момент
определяется по большему пролету.Поперечные силы по концам, крайних пролетов принимаются рав¬
ными:у первой опорыQ^0,4fe + p)/;	(IV. 12)у второй опоры0£ - 0,6. (g + p)/.	(IV. 13)Во всех остальных пролетах поперечные силы определяются как для
простой балки:QS = QS=,.. = o,5te+P)/.	0V.14)Нагрузка на 1 пог. м балки получается: постоянная — из действи¬
тельной постоянной нагрузки от плиты и собственного веса балки; вре¬
менная — исходя из заданной нагрузки на 1 м2 пола. Нагрузка на балку
исчисляется в тоннах на 1 пог. м с точностью до сотых долей или в кило¬
граммах на 1 пог. м.Вопрос о построении огибающей эпюры моментов с учетом перераспре¬
деления усилий рассматривается в главеXIII (и в приложении III) — при
расчете ребристого перекрытия. Там же излагается и расчет главных ба¬
лок, нагруженных сосредоточенными грузами от второстепенных балок.§ 15. ДАННЫЕ К ПОДБОРУ СЕЧЕНИЙ ПЛИТ И БАЛОКЦелью подбора сечения плиты или балки является обычно определен
ние высоты сечения и количества арматуры при выбранной ширине.При расчете балочной плиты обычно выделяется полоса шириной
b == 1 м (рис. IV. 14, а).При выборе ширины прямоугольных и тавровых балок (рис. IV. 14, б)
следует придерживаться размеров 12, 15, 18, 20, (22), 25, 30 см и далее
с градацией через 5 см.Расчетом определяется так называемая полезная высота сечения h0,
измеряемая от сжатой грани до центра тяжести растянутой арматуры.
Полная толщина плиты h получается при добавлении к высоте hQ вели¬
130	Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)чины а, равной, согласно НиТУ 123-55: для плит толщиной до 10 см вклю¬
чительно — не менее 1 см + для плит толщиной больше 10 см — неменее 1,5 см + Для балок при однорядной арматуре из стержней диа¬
метром до 20 мм а—2 см+4-. диаметром более 20 мм а = 2,5 см + диа-
метром более 35 мм а=3 см+ у. В балках, имеющих арматуру в два рядаиз стержней одинакового диаметра и числа в каждом ряду, расстояние от
центра тяжести арматуры до нижней грани балки, например при диа¬
метре d до 20 мм, будет равноa — 2-f-d-j--|- = 3 см-f-d.Обычно а определяют приближенно, с округлением в большую сто¬
рону (до 0,5 см), учитывая возможное смещение стержней при бетониро¬
вании. При этом полная толщина плиты h должна приниматься в целых
сантиметрах; для высоты балок градация размеров при высоте от 25 до
80 см принимается 5 см, а при большей высоте 10 см.По найденной из расчета общей площади сечения арматуры РЛ под¬
бирают, пользуясь таблицами (приложение IX), диаметры и число стерж¬
ней при армировании отдельными стержнями или марки сеток при армиро¬
вании сварными сетками. Для плит обычно берут целое число стержней
на 1 пог. м (от 5 до 14), обычно одного диаметра, причем площадь сечения
выбранных стержней должна незначительно отличаться от полученной
по расчету.Можно подобрать стержни по расстоянию между ними, а именно: по
найденной площади сечения F на 100 см определяют расстояние ^,Г асоответствующее 1 см2 сечения арматуры и при известной площади сече-Z	100/ния f одного стержня находят расстояние между стержнями	см.аЭто наиболее экономичное решение, но оно не нашло распространения
ввиду необходимости отмерять на опалубке дробные расстояния.Для балок обойтись стержнями одного диаметра трудно и обычно
останавливаются на двух разных диаметрах и в крайнем случае (для круп:
ных балок) — на трех диаметрах, различающихся на 2—4 мм.При размещении в балке подобранных стержней необходимо строго
придерживаться норм наименьшего расстояния в свету между стержнями
и толщины защитного слоя.Рис. IV. 14. Расчетные схемы сечений плиты и балкиа — сечение плиты; 6 — сечение балки
§ 16. Расчет элементов любой симметричной формы сечения131При одинаковых стержнях диаметром, например, до 20 мм и числе
стержней в одном ряду пг наименьшая ширина балки будетb = 2-2 2 (m— l) + md = 4-}-2(m— 1) -j- md.При диаметрах стержней больше 20 мм и менее 35 мм
b = 2-2,5-f-d (т — \)-\-md = b-\- (2т— 1) d.Выведенные ниже формулы одинаково применимы для расчета моно¬
литных и сборных элементов, армированных как отдельными стержнями,
так и сварными сетками и каркасами.§ 16. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ ЛЮБОЙ СИММЕТРИЧНОЙ ФОРМЫ СЕЧЕНИЯ1.	Элементы с одиночной арматуройКак следует из сказанного выше, предельное состояние изгибаемого
элемента с одиночной арматурой характеризуется полным использованием
расчетного сопротивления арматуры Ra и расчетного сопротивления бе¬
тона сжатию при изгибе RH. В этом случае при арматуре, имеющей пло¬
щадку текучести, обычно раньше течет арматура, а затем разрушаетсясжатый бетон. При достижении же бетоном расчетного сопротивления
эпюра сжимающих напряжений принимается прямоугольной.Следовательно, расчет несущей способности изгибаемого элемента
следует производить по схеме, показанной на рис. IV. 15, а. Исходя из.
двух условий статики (2]Х = 0 и 2^4 = 0) в момент достижения элемент
том расчетного предельного состояния, можно написать:а)	из условия равенства нулю суммы проекций всех сил на ось эле¬
ментаD = Z;равнодействующая сжимающих сил в бетонеD = RhF6;равнодействующая растягивающих сил в арматуреб)	из условия равенства моментов внешних и внутренних силM = Dz = Zz.Рис. IV. 15
132Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)Подставляя значения D и Z в оба написанных равенства и вводя коэф¬
фициенты условий работы элемента m и условий работы арматуры /тга,
получимМ < mRJF6z = m/?HS6 = mm^R^F^z;	(IV. 15)(IV. 16)где S6 = F6z — статический момент, площади сжатой зоны бетона отно¬
сительно центра тяжести сечения растянутой арма¬
туры.Положение нейтральной оси определится из формулы (IV. 16).Как показали исследования ЦНИПС, предел применимости расчет;ных формул (IV. 15) и (IV. 16) характеризуется отношением -ф-, где•^0S0 = Fz0 — статический момент полезной площади сечения относительно
центра тяжести растянутой арматуры (рис. IV. 15, б).При этом было выяснено, что при S6 < 0,75 S0 арматура всегда течет
раньше, чем разрушается сжатая зона бетона; при S6 > 0,875 S0 сжатая
зона бетона разрушается раньше, чем потечет растянутая арматура.На основании этого НиТУ 123-55 требуют, чтобы сечение сжатой зоны
удовлетворяло условию56<0,8S0.	(IV. 17)Для случаев армирования сварными сетками и сварными каркасами
из холоднотянутой стали диаметром до 5,5 мм коэффициент 0,8 в формуле
(IV. 17) заменяется на 0,7, т. е.S6«0,7S0.	(IV. 17а)Это принято на основании опытов, которые показали, что элементы,
армированные сталью повышенной прочности и удовлетворяющие усло¬
вию (IV. 17), разрушались преждевременно, т. е. по сжатой зоне. Эти усло¬
вия эмпирического характера ограничивают максимальное сечение растя¬
нутой арматуры, которое может учитываться при расчете изгибаемых эле:
ментов с одиночной арматурой.Действительно из формулы (IV. 16)р 	F _ $6 Яи ^ 0,8So Яи	/ту 1 Я)В то же время по НиТУ 123-55 это расчетное сечение арматуры не
должно быть меньше приведенного в табл. 11.Таблица 11Минимальное сечение растянутой арматуры в процентах от площади расчетногосечения бетона (ji %)Марка стали или вид арматурыМарка бетона35—75100—150200300—400500—600Сталь марок Ст. 0 и Ст. 3	0,10,10,150,20,25Сталь горячекатаная периодического
профиля марок Ст. 5 и 25Г2С,
сталь холодносплющенная, свар¬
ные сетки и сварные каркасы из
холоднотянутой проволоки из ста¬
ли марок Ст. 0 и Ст. 3	0,10,10,15 ‘0,2
§ 16. Расчет элементов любой симметричной формы сечения133Приведенные проценты армирования примерно в 2 раза меньше, чем
по НиТУ 3-49. Они подтверждены опытами, в которых после появления
трещин не получилось хрупкого разрушения; поэтому нет необходимости
вводить коэффициент динамичности, как это принималось прежде.2.	Элементы с двойной арматуройКогда при заданных размерах сечения должен быть воспринят рас¬
четный момент, превышающий предельный для одиночной арматуры,
то излишек момента может быть передан на сжатую арматуру F'a и допол¬
нительную растянутую арматуру Fa2 = F'a (рис. IV. 16), в предположе¬
нии, что в сжатой арматуре, как и в растянутой, будет достигнуто на¬
пряжение, равное расчетному сопротивлению /?а. В соответствии с этимпредельный момент для элементов с двойной арматурой можно представ
вить состоящим из двух слагаемыхM = +	(IV. 19)где Мх — часть момента, воспринимаемая сжатой зоной бетона и частью
растянутой арматуры Fal = Fa—Fa> как в элементе с одиноч¬
ной арматурой, т. е.=	(IV. 20)М' — остальная часть момента, воспринимаемая сжатой арматурой
F'a и дополнительной растянутой арматурой Fa2 = F'a приплече, равном расстоянию между центрами тяжести Fa и Fa«М' = ^;(Л0-а') = ^Л-	(IV. 21)При введении коэффициентов условий работы m и ота расчетная фор?
мула для сечений с двойной арматурой будетМ « от (R„S6 + m^gSg).	(IV. 22)Из условия равенства проекций сил на ось элемента мрйсно получить
второе уравнение2-Da = D6или'М/7.-'7а)*а = *Л*	<IV-23>Из уравнения (IV. 23) определяется положение нейтральной оси.
Здесь сечение бетона сжатой зоны должно удовлетворять двум условиям:l)S6<0,8So,	(IV. 24)Рис. IV. 16
134Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)iy*eS6 имеет то же значение, *гго и при расчете сечений с одиночной арма:
турой;2)	z < h0 — а',	(IV. 25)т. е. центр тяжести сжатой арматуры должен находиться ближе к сжатой
грани, чем точка приложения равнодействующей сжимающих напряже:
ний в бетоне.§ 17. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЯМОУГОЛЬНОГО СЕЧЕНИЯ С ОДИНОЧНОЙАРМАТУРОЙ1. Основные расчетные формулыДля прямоугольного сечения формулы (IV. 15) и (IV. 16) принимают
следующий вид (рис. IV. 17):М < mRubx (ft0 — -J-) ;	(IV. 26)maRaFa=R„bx.	(IV. 27)Из формулы (IV. 27) легко находится величина х:„	 maRaFa тттттт X _ /Яа/?аFа 	^а^а	/т\j OQ\X—RJT ИЛИ Х=а=ЯЖ1Х~^' (IV*28)Сечение сжатой зоны бетона должно также удовлетворять усло¬
вию S6 < 0,8 S0, которое после подстановки соответствующих значений
для прямоугольного сечения примет вид:Ьх [к	<0,8^,откудах < 0,55Л0	(IV. 29)илиf<0’55^- (1V-30)При большем насыщении сечения арматурой расчетные формулы
(IV. 26) и (IV. 27) неприменимы, так как возможно разрушени’е ежа:
той зоны.Расчетную формулу (IV. 26) можно представить в таком виде:М < mRHbhl^~ (_! — 0.5-^-) = mRubhU (1—0,5а) = mAbhl. (IV. 31)Рис. IV. 17
§ 17. Расчет элементов прямоугольного сечения с одиночной арматурой 135Наибольший момент, воспринимаемый сечением при х = 0,55/^:Ммакс = mRHbhl-Q,55 (1 -0,5-0,55) = m-0ARHbhl (IV. 32)Соответствующее значение<IV-33)Для случаев армирования холоднотянутой проволо¬
кой диаметром до 5,5 мм, когда S6 < 0,7 S0д: < 0,45ho и ^ = 0,45 Jfe..	(IV. 34)Наибольшее количество арматуры в процентах, зависящее от марки
бетона и марки стали, определяемое по формулам (IV. 33) и (IV. 34), при:
ведено в табл. 12.Таблица 12Наибольшие проценты армирования прямоугольного сечения с одиночнойарматуройДля сборных конструкций при коэффициенте условий работы
т = 1,1 сечение должно удовлетворять неравенствуS6 < 0,6S0.	(IV. 35)Это условие служит гарантией против чрезмерного уменьшения се¬
чений элементов, их переармирования и возможного разрушения сжатой-
зоны.При 5б < 0,6 S0 наибольшие коэффициенты армирования опреде:
ляются по формулеN„,-=0,37^-.	(IV. 36)Наибольшие проценты армирования для разных m3R3 и могут
быть определены по данным табл. 12 при умножении значений соответ;
ственно на коэффициенты: 37 : 55 = 0,67 или 37 : 45 = 0,82.Как следует из формул (IV. 33), (IV. 34) и (IV. 36), с повышением
марки бетона допустимый максимальный процент армирования вообще
увеличивается, а с повышением марки стали — уменьшается.При армировании, превышающем	сечение растянутой арма¬туры не может быть полностью учтено в расчете, и несущая способность
элемента независимо от процента армирования определяется по следуют
щим формулам:ПРИ Ямакс по формуле (IV. 33)M = m-0,4RJ>hl;	(IV. 37)р- %maRa
в кг/см*Марка бетона507510015020030040050065 i17002100240034000,871,331,781,442,592,11,831,33,242,622,291,625,184,183,672,596,85,54,823,48,46,85,964,2453000———1,21,52,43,153,9
136Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)при /1макс по формуле (IV. 34)M=m-0,35RJ>h*f	(IV. 38)прн имакс по формуле (IV. 36)M=m-0,3RJ)hl	(IV. 39)Наименьшее содержание арматуры в процентах не должно быть
меньше указанного в табл. 11.2.	Подбор сечений плит и прямоугольных балокПри подборе сечений обычно задаются коэффициентом армировав
ния ц.Полезная высота сечения h0 определяется из формулы (IV. 31)М < mRJbfioot (1 —0,5а),откуда’'K~V "п 0 5 ) R
V « (1 — 0,5а) 7? иh-=rVs-	<IV-40>Коэффициент г зависит от ц и марок бетона и стали.Исходя из формулы (IV. 40), величина момента может быть выражена
формулойM=^L = mAbli,	(IV-41)гдеЛ_£(1_0,5£)к,	(IV. 42)Площадь сечения арматуры при заданном ц,Fa = *bh0.	(IV. 43)Пользуясь равенствомМ = mmJR^F&z,	(IV. 44)можно сечение растянутой арматуры определять по формулеF — ^ — М	,туа mmaRaz mmaRalho ’	' ’гдеz = h0	jL = (l_0,5-^)*0=^0	(IV. 46)иX 	 TtlaRaFa 	 tn^Ra	• /тлу yiyvЛ0 ~ Rubh0 ~ Р Ru •При обычных процентах армирования коэффициент Т меняется в не¬
значительных пределах, и при определении сечения арматуры в пли;
т а х можно принимать приближенно 1 = 7/8 ж 0,9, т. е.<IV-48)
§ 17. Расчет элементов прямоугольного сечения с одиночной арматурой 137Для облегчения подбора сечений пользуются таблицами, которые
содержат готовые значения коэффициентов г, к и А.В табл. V. 1—V. 6* приложения эти коэффициенты приведены для
разных процентов армирования: с 0,04% до 4,0% и более, марок бетона:
50, 75, 100, 150, 200, 300 и 400 и сталей с расчетным сопротивлением
!тР = 1700, 2100, 2400, 3000 и 3400 кг/см2.Кроме того, в табл. V. I приложения для расчета сечений элементов
при любых марках бетона и стали даны значения коэффициентов г0,10 и А0 для разных значений а = -j-.Расчетные формулы для любых марок бетона и стали получаются из
той же основной формулы (IV. 31), а именно:mbhnRuМ =	^ = mA0bhlR„\	(IV. 50)гоТаблицы составлены при тя — 1. Если тл ф 1, величины г, ч и А
определяются по тем же таблицам, но по фиктивному проценту армирова:
ния |»ф = /Ла(1.Если по расчету количество растянутой арматуры получается больше
предельного, то следует увеличить размеры сечения, повысить марку бе¬
тона или же ввести сжатую арматуру. Для балок прямоугольного сечения
процент армирования обычно колеблется от 0,5 до 1,5%, а для плит
от 0,4 до 0,8%.Однако правильное назначение процента армирования — задача не
простая. Фактически оптимальные проценты армирования зависят от типа
конструкции, марок бетона и стали, соотношения цен на сталь и бетон и
от других условий.В последнее время доц. канд. техн. наук Я. А. Новиковым разработан
сравнительно простой способ определения оптимальных процентов арми¬
рования применительно к современному методу расчета и составлены соот¬
ветствующие таблицы и графики *; этот способ может быть полезным при
некоторых практических расчетах железобетонных конструкций.3.	Проверка прочностиДля проверки прочности элемента необходимо определить, соответ¬
ствует ля расчетный момент заданным сечениям бетона' и арматуры. По¬
верка производится непосредственно по основным формулам (IV. 26) и
(IV. 27) или по формуле (IV. 41) с использованием расчетный таблиц.4.	Примеры расчетаПри расчете плит и балок с одиночной арматурой могут встретиться
следующие случаи:1)	при известных марках бетона и стали и ширине сечения опреде;
лить А и F ;*	Инструкция по расчету сечений элементов железобетонных конструкций (И 123-55),
Госстройиздат; 1956.*	Я- А. Новиков, Оптимальные проценты армирования железобетонных кон¬
струкций, Сборник трудов МИСИ имени В. В. Куйбышева, № 11, Госстройиздат, 1957.
138Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки}2)	при известных марках бетона и стали и размерах сечения опреде¬
лить Fa;3)	при известных марках бетона и стали, размерах сечения и коли¬
честве арматуры произвести поверку прочности.Пример IV. 1. Для сборной плиты расчетный момент М=250 кгм, бетон марки 300;
арматура — холоднотянутая проволока (сетка) с расчетным сопротивлением maRa =
= 3000 кг/см2; коэффициент условий работы т = 1,1.Определить п и Fa.Расчетная ширина плиты b = 100 см; принимаем процент армирования и = 0,5%
(fx = 0,005).По табл. V. 5 приложения имеемЛ Г** г, сп. т/ 25 000 ,ho—rV mb~ 0,264 V 1,1-100 **4 см‘Принимаем полную толщину плиты h = 5 см; тогда3 8h0 = h — а = 5—1,2 = 3,8 см и г =—у==== == 0,252,V 1,1-100чему соответствует fx = 0,55%; Fa = 0,0055» 100-3,8 = 2,09 см8.Берем сварную сетку марки 5—10/4 = 1,96 см2).Пример IV. 2. Для балки расчетный момент М = 13 тм, h = 50 см и Ь = 25 слс;
бетон марки 200; арматура из горячекатаной стали периодического профиля марки
Ст. 5; коэффициент условий работы т= 1.Найти Fa.Вычисляем h0 = 50—3,5 = 46,5 см и по формуле (IV. 41) находимМ	1 300 000Л” mbhl “ 1-25.46,5а -24’1'По табл. V. 4 приложения для Ru = 100 кг/см2 значению Л = 24,1 соответствует
|х = 1,17%р 	 1* 1,17-25-46,5Fа — \ьЬН$ — JQQ — 13,6 см ,Принимаем 2 0 22П + 20 20П (Fa = 13,88 сл£2).Пример IV. 3. При данных предыдущего примера и при /7а= 13,88 слс2 произ¬
вести поверку прочности балки.ВычисляемF* 13,88 . Л
** ~ bh0 ~ 25-46,5 _1,19%*По табл. V. 4 приложения находим А = 24,49М = mAbhl = 1*24,49-25-46,52 = 13,24 тм > 13 тм.Пример IV. 4. Для балки расчетный момент М = 7,5 тлг, бетон марки 500;
арматура из стали периодического профиля марки 25Г2С; сечение балки 45x15 см;
т = 1,1.	•Найти Fa.Вычисляем h0 = 45—3,5 = 41,5 см.Определяем_ М	750 000	°~~mbJ%R* 1,1-15*41,52-260 ~ 1чему по табл. V. 1 приложения соответствует а = 0,1055;Ru	260Fa = <tbhQ	=0,1055-15-41,5 1,3 400 = ^»^2 cm?.Ставим два каркаса с растянутой арматурой 2 0 18ПЛ = 5,08 см2).
§ 18. Расчет элементов прямоугольного сечения с двойной арматурой 139.§ 18. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЯМОУГОЛЬНОГО СЕЧЕНИЯ С ДВОЙНОЙ АРМАТУРОЙДвойная арматура находит применение при ограниченной высоте се-;
чения, а также в случаях, когда приходится считаться с попеременным воз¬
никновением положительных и отрицательных моментов. В балках сжа¬
тая арматура всегда укрепляется замкнутыми хомутами или поперечными
стержнями.1.	Основные расчетные формулыДля прямоугольного сечения выведенные выше формулы (IV. 22) и
(IV. 23) примут вид (рис. IV. 18):М < m [RJx (й,—f-) +	(A0-a')] ; (IV. 52)= Rubx. (IV. 53)Из	формулы(IV. 53):X 	[Pa—^a)h0	RH bh0= ma^-^)g- (IV.54)ИЛИ* = f|ma0*-
—ЮЛ0- (IV. 54')При этом сечение сжатой зоны бетона должно удовлетворять двум
условиям:	о1) х < 0,55й0 или р — I»' < 0,55 ;	(IV. 55)2)	х> 2а'.	(IV. 56)Первое условие соответствует в общем случае величине S6 < 0,8 S0
й имеет то же значение, что и при расчете сечений с одиночной арматурой.Второе условие показывает
(рис. IV. 19), что для полного
использования сжатой арматуры,
когда она в предельном состоянии
достигнет расчетного сопротивления,
необходимо, чтобь; центр тяжести
сжатой арматуры находился ближе
к сжатой грани, чем точка.приложе¬
ния равнодействующей сжимающих
напряжений в бетоне.НиТУ 123-55 не рекомендуют
применять сечения с двойной арма¬
турой, не удовлетворяющие условиюМ < mR„S0 = 0,bmbh\Rn.	(IV. 57)Это третье условие может быть представлено так:Рис. IV. 18Рис. IV. 19
140Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)что существенно больше предельного значения А = 0,4RH для сечений
с одиночной арматурой.Следовательно, при А >• 0,4i?H необходима сжатая арматура,
а при А > 0,5/?и размеры сечения при заданной марке бетона недоста;
точны и должны быть увеличены.2.	Подбор сеченийПри подборе сечений с двойной арматурой[могут встретиться две задачи:
1) известны размеры сечения и требуется подобрать Fa и F'a и 2) известна
площадь сечения сжатой арматуры F'a и требуется определить сечение
растянутой арматуры Fa.	v.. _4В первом случае следует так пбдбйрать арматуру, чтобы суммарный
ее расход был наименьшим.Наименьшее количество арматуры (Fa + F'a) получается при макси¬
мальном’ значении -4- = 0,55, т. е. при полном использовании (наиболь-п0шей) сжатой зоны бетона. Это же может быть доказано и аналитически,
как это сделано дальше при рассмотрении внецентренно сжатых сечений.
При этом условии из основной формулы (IV. 52) имеем:J£.-RHbx(h0--p) ^- Яи&.0,55Мй0-0,275/го)
/Пава (fto — а')	maRa (ft0 — а')илим	«, -^--OARubhl• (IV-58>Из формулы (IV. 53)= Rypx -fоткудаР, = 0,55 bh0 + F*.	(IV. 59)В случае применения холоднотянутой проволоки диаметром до
5,5 мм следует в формуле (IV. 58) вместо коэффициента 0,4 принять 0,35.,
а в формуле (IV. 59) вместо коэффициента 0,55 принять 0,45.В сборных конструкциях при коэффициенте условий работы m = 1,1
следует соответственно принять коэффициенты 0,3 и 0,37.Во втором случае расчета определяется сначала часть момента, вос¬
принимаемая сжатой арматурой и равной ей частью растянутой,
по формулеМ' = р'&тлНл (й0 — а').	(IV. 60)По величине же моментаMl = ~ — M'=mAbhl	(IV. 61)определяется сечение арматуры FЯ1 =	как для изгибаемого эле¬мента с одиночной арматурой.Полное сечение растянутой арматуры определяется по формулеf'=Fn + Fl	(IV. 62)
§ 18. Расчет элементов прямоугольного сечения с двойной арматурой 141Но если при определении Fal окажется, что х < 2а', то полное сече¬
ние растянутой арматуры найдется при г = h0—а' по формулес£Однако при больших значениях -г-, когда расчет по формуле«о(IV. 63) приводит к увеличению площади сечения Fa по сравнению с расче¬
том, при котором сжатая арматура вовсе не учитывается, то расчет следует
вести по формулам для сечений с одиночной арматурой при лг0 < 2а', где
х0 — высота сжатой зоны бетона без учета сжатой арматуры по фор¬
муле (IV. 27).При подстановке значения х0 = 2а’ в формулу (IV. 52) условие,
при котором сжатая арматура не должна учитываться, будет иметь вид:М < mb • 2a'(h0 — a')R„	(IV. 63а)илиА	т—— -7T-V	(IV. 636)0 mbf%Ru	К \ К /	V	’При арматуре из сталей разных марок каждая из них вводится в рас-
счет со своим расчетным сопротивлением и коэффициентом условий
работы.3.	Проверка прочностиПроверка прочности элемента с двойной арматурой при известных раз¬
мерах сечения также производится непосредственно по основным форму¬
лам (IV. 52) и (IV. 53) путем определения величины предельного момента
и сопоставления (его с расчетным.4.	Примеры расчетаПри расчете сечений с двойной арматурой могут быть следующие
случаи:1)	при известных материалах и размерах сечения — ширине и вы¬
соте — определить сечения арматуры FA и F'a;2)	при известных материалах, размерах сечения и сечении сжатой
арматуры F'a определить сечение растянутой арматуры Fa;3)	при известных материалах, размерах сечения и арматуре элемента
произвести проверку прочности сечения.Пример IV. 5. Дано: расчетный момент М = 18 тм; h = 45 см, Ь = 25 см;
бетон марки 200; арматура из горячекатаной стали периодического профиля марци
Ст. 5; коэффициент условий работы т=1.Найти Fa и Fa.Вычисляем й„ = 45 — 5,5 = 39,5 см; а' = 3,5 см и при Rn — 100 кг/см* находимА = = -1 olfS- = 46,15 > Лмакс = °'4*и = 4°-
mbh\ 1-25-39,5*Следовательно, необходима двойная арматура.По табл. V. 4 приложения при предельном армировании (Лма?с = 40)Mi = Лмакс^о = 40 • 25-39,52 = 1 560 000 кгсм = 15,6 тм.Сжатая и дополнительная растянутая арматура определяются по моменту "М' = il — Aumcbhl = 18 — 15,6 = 2,4 тм.
тМам**f' = Fa2 = Л	М-КС ° =	240°_	= 2,78 см2.а	maRa (h0 — а') 1-2400(39,5 — 3,5)
142Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)Полная площадь сечения растянутой арматуры= ^мак^о + р'л = А29_2о5о39'5 + 2,78 = 25,39 см\Принимаем: Fa=S 0 20П (Fa=25,12 см2) и Fa=2 0 14П (Fa = 3,08 сж2) .Пример IV. 6. По данным примера IV. 5 для сборного элемента при Fa=3,08 см\
бетоне марки 300 и т=1,1 определить площадь сечения растянутой арматуры Fa.cСначала определяем момент, воспринимаемый арматурой Fа и Fa2 = F'a:М' = maRaFrz (h0 — а') = 1 -2400-3,08- (39,5 — 3,5) = 266 000 кгсм;Мх = М. — М' = 180<°-0.00- — 266 000 = 1 370 000 кгсм;
т	1,1А = L37!0,?,0- = 35,1, что меньше Лмакс = 0,3Яв = 0,3-160 = 48.25-39,5аПо табл. V. 4 такому А соответствует у = 0,875;•\h0 = 0,875-39,5 = 34,6 см < h0 — а* = 36 см;F* = ■ /У + К = JfTw»1 + 3,08 = 19,58 см*.
lAo^a > 34*6-1-2400 'Принимаем 6 0 20П (Fa = 18,84 см2).Пример IV. 7. Дано: расчетный момент 18 тм; h= 45 см, 6 = 30 СЛ£; бетон
марки 200; арматура из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5;
Fa = 25,12 см2 и Fa = 3,08 см2; коэффициент условий работы т = 1.Проверить прочность элемента.Вычисляем h0 = 45 — 5,5 = 39,5 см; а' = 3,5 см.Проверяем выполнение условия М < 0,5mbhlRH:1Я^ 0,5-1-30*39,52-100
18 <	100000	 23,4ОпределяемПо табл. V. 4 находим соответствующее значение Аг = 34,67.Несущая способность балкиМ = Л1х + М' = Aibh\ -J- F'amaRa (А0 — а') = 34,67-30-39,5* +-j- 3,08-1 *2400 (39,5 — 3,5) = 1 889 000 кгсм = 18,89 тм > 18 тм.§ 19. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ ТАВРОВОГО СЕЧЕНИЯ1.	Предварительные сведенияВ соответствии с результатами опытов расчетная ширина плиты в сим¬
метричном сечении тавровой балки ограничивается некоторыми преде¬
лами, которые в общем несущественно отличаются в нормах разных стран
(рис. IV. 20, а). Ширина эта зависит от величины развивающихся каса?
тельных напряжений, затем от толщины и армирования плиты, от на¬
личия вутов и от ширины ребра. При несимметричном сечении (крайние
балки) не получалось равномерного распределения напряжений ( рис. IV,
20, б), а разрушение бетона в сжатой зоне происходило в той стороне се¬
чения, где не было плиты, причем нейтральная ось принимала наклонное
положение. Эти крайние (бортовые) балки с несимметричной полкой обык¬
новенно рассчитываются по тем же формулам, как и симметричное тавро¬
§ 19. Расчет элементов таврового сечения143вое сечение; при этом предполагается, что изгиб происходит только в вер¬
тикальной плоскости. В обычных случаях это справедливо ввиду наличия
жесткого соединения балки с плитой и ребрами перпендикулярного на¬
правления. Для несимметричного сечения расчетная ширина также огра¬
ничивается известными пределами..	I МРис. IV. 20. Сечения тавровых балока — симметричное; б — несимметричноеСогласно НиТУ 123-55, расчетная ширина Ьа полки таврового сече¬
ния не должна превышать (рис. IV. 20):а)	для самостоятельных балок, настилов и т. п. г/з их пролета,
а также 12 h„ + Ь;б)	для второстепенных балок монолитных ребристых перекрытий —
расстояния между их осями, а для главных балок V2 пролета /гл балки,т. е. ^ в каждую сторону от ребра.Сечение растянутой арматуры в процентах от сечения ребра тавровой
балки должно быть не меньше указанного в табл. 11.2.	Основные расчетные формулыПри расчете таврового сечения с полкой, расположенной у сжатой
грани сечения, различают два основных случая: 1) нейтральная ось про¬
ходит в полке и 2) нейтральная ось пересекает ребро сечения.1. При выполнении условия(IV. 64)т. е. когда усилие, воспринимаемое
арматурой, меньше усилия, восприни¬
маемого полкой балки, нейтральная
ось проходит Ьнутри полки (рис. IV.21).В этих случаях расчет таврового сече¬
ния производится как расчет прямо¬
угольного шириной Ьп, т. е. по фор¬
муле:М < mAbJil. (IV. 65)Когда нейтральная ось проходит по нижнему краю полки, т. е. при
X = Ап, расчетная формула принимает вид:М < mbuhlR„ *2. (1 _ 0,5 - Js.) = тА0 abhlRu,	(IV. 66)где(,v'67)Рис. IV. 21
144Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)Исходя иа этого, условие (IV. 64) может быть представлено так:
нейтральная ось будет расположена в пределах полки, еслиМ < mA0 nbfioRH.	(IV. 68)Заметим, что содержание арматуры, вычисленное по отношению к се¬
чению ребра (р%), должно удовлетворять установленному минимуму
(табл. 11), но по отношению к расчетному сечению балки с шириной Ь„
содержание арматуры будет существенно меньше этого минимума.
В соответствии с этим в табл. V. 1—V. 6 приложения приведены также про¬
центы армирования, меньшие предельных.(для прямоугольного сечения),
начиная с 0,04%.hПри нетолстых плитах, когда < 0,2, расчет таврового сечения
можно производить по упрощенной формулеМ < mm.tf aFa	,	(IV. 69)которая предполагает равномерное сжатие всей полки; при. этом плечо
внутренней парыz — иz — п0 2 .При расчете балок монолитных ребристых перекрытий с отношением<	0,1 вводимая в расчет ширина полки не должна превосходить
12А„ + Ь.При наличии в плитах поперечных промежуточных ребер расчетная
ширина полки при расчете продольных ребер может приниматься рав¬
ной ее полной ширине.2.	При выполнении условияЮ.ЯЛЖАЛ..	(IV. 70)т. е. когда усилие, воспринимаемое арматурой, больше усилия, которое
может быть воспринято полкой балки, нейтральная ось проходит ниже
полки.К этому случаю относятся балки с малой шириной полки, чаще всего
самостоятельные тавровые балки, такие, как подкрановые балки, сбор¬
ные прогоны и др. В сечениях таких балок нейтральная ось проходит
значительно ниже грани полки, и при расчете необходимо учитывать
сжатие бетона в ребре.Изгибающий момент, воспринимаемый сечением, рассматривается
как состоящий из двух слагаемых (рис. IV. 22):M = m(Ml + MJ,	(IV. 71).где — момент, воспринимаемый прямоугольным сечением ребра
с площадью арматуры F&\,Мсв — момент, воспринимаемый свесами полки и соответствующей
частью растянутой арматуры FacB.Часть момента, воспринимаемая сжатой зоной ребра и арматурой Fit,
определяется по формуле для прямоугольного сечения с одиночной
арматурой:Mt = Diгх = mRjbx (h0	= mAbfio,	(IV. 72)
§ 19. Расчет элементов таврового сечения145РДе	(IV. 73)АИПри расчете на другую часть момента, воспринимаемую свесами полки
и арматурой св, согласно НиТУ 123-55 (п. 76, прим. 3), расчетная
•ширина свесов должна приниматься с коэффициентом 0,8 на том основа¬
нии, что в расчетную формулу вводится R„ вместо Rap (для центрально
сжатого элемента).Рис. IV. 22Таким образомМсв = D,z2 = 0,8mRJin фп - Ь) (/г0 —^) == ^а.св^а(Л0-41)-	(IV-74)Суммируя выражения (IV. 72) и (IV. 74), получим окончательную
расчетную формулуМ < т (Мх -|- Мсв) = т		++ 0,8RJin фа - Ь) (h0	(IV. 75)Положение нейтральной оси находят из условия равновесия суммы
проекций сил на ось элемента:таад = /?и[^ + 0.8(й„-6)Лп],	(IV. 76)откуда	 maRaFа 0,8 (bn—b)hnRnщ'Высота сжатой зоны тавровых сечений в обоих случаях должна удов¬
летворять условию S6 < 0,8 S0. При армировании холоднотянутой про¬
волокой диаметром до 5,5 мм коэффициент 0,8 изменяется на 0,7, а для
сборных конструкций (т = 1,1) — на 0,6.3.	Подбор сеченийОбычно при известных размерах сечения требуется подобрать коли¬
чество арматуры, которое определяется следующим образом.1.	При ma/?a.Fa < RHbnhn вычисляется сначала; <IV-78>
146Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)Если Л0 окажется меньше Ао п по формуле (IV. 67), сечение рассчи¬
тывается как прямоугольное с шириной Ьа по табл. V.l—V.6 приложения
для заданных Яй и RH.По значениюЛ = -ГТ2=Х^Г	(IV-79)mbnflQ	bu.bнаходят p. % и определяют(IV. SO)Для этого наиболее часто встречающегося случая при hn < 0,2 h
может применяться приближенная формулаF,	? ~w.	(IV. 81)тт&R*по которой сечение арматуры получается с некоторым запасом, посколькуздесь плечо внутренней пары z = h0—4^ несколько меньше, чем дляпрямоугольного сечения шириной Ьп.Заметим, что для решения вопроса о необходимости учета сжатия
в ребре тавровой балки можно предварительно определить сечение арма¬
туры Fa по формуле (IV. 81) и подставить его значение в условие
(IV. 64).2.	При ma#aFa > Rubnh„ тоже вычисляютА - М
0 mbh\Ra 'Если Aq > А0 п, расчет ведется с учетом сжатия в ребре и необходи¬
мое сечение арматуры определяется по формуле^ = ^1 + ^3. св.	(IV. 82)причем сначала определяют Fa св для части момента, воспринимаемого
свесами:Мсв = 0,8mRahn (Ьп - Ь) (/г0 --*=•) = mmatfaFa. св (ло - ;р 	0,8Rnhn (bn b)	/тлг оол=		( V- 83)Затем по моментуМ1 = М — Мсв = mAbh\,
воспринимаемому ребром с одиночной арматурой, вычисляют .я Мгmbhl ’находят соответствующее и получаютFal = frbh0‘	(IV. 84)При этом должно быть соблюдено условие»-<0.55wt-	flV'84')
§ 19. Расчет элементов таврового сечения147Полное сечение арматурыF^*lbh, + O,Sha0u-b)1£fc.В случае, если условие (IV. 84') не удовлетворяется, т. е. момент Мг
больше момента, который может быть воспринят прямоугольным сечением
с шириной b и одиночной арматурой, остаток момента может быть передан
на сжатую и дополнительную, равную ей, растянутую арматуру.4.	Проверка прочностиПроверка прочности таврового сечения производится по основным
формулам (IV. 65), (IV. 69) и (IV. 75) и также сводится к определению
предельного момента и сопоставлению его с расчетным моментом.5.	Примеры расчетаПример IV. 8. Дано: расчетный момент М = 10 тм; h = 50 см, Ь = 20 см,
h„ = 8 см, Ьп = 225 см; бетон марки "150; арматура из горячекатаной стали периоди¬
ческого профиля марки Ст. 5; коэффициент условий работы т= 1.Найти Fa.Вычисляем: й<, = 50 — 4 = 46 см,= 		 1 000000 = 0,295mbh?0RE l-20.462-80Следовательно, сечение нужно рассчитывать как прямоугольное шириной Ьп.
Вычисляемл	 М 	 Л0#и 	 0,295*80 	л 1225ТЖ- ”по табл. V. 4 приложения находим р = 0,089% и получаемр — 0,089*225*46 __qq rlfa
а	100	’ •Принимаем 4 0 18П (Fa = 10,16 см2).По приближенной формуле (IV. 81)Fa =	—			=	1000000 - = 9 92 CMtfma/?a [Ъ-	2400 ^46 —т. е. разница около 7% (в сторону увеличения).Пример IV. 9. Дано: расчетный момент М = 46 тм; h = 80 см, Ь = 25 см,
Лп = Ю см, Ьп = 57 см; бетон марки 200; арматура периодического профиля из стали
марки Ст. 5; коэффициент условий работы т= 1,1 (сборный элемент).Найти Fa.Вычисляем h0 = 80 — 6 = 74 см;Ао = ——— =	4 600 000	= 0,305mbhlRa 1,1-25.74*. 100(‘-“Ir) 'f-я-	-о»7<а-о,ж.Следовательно, расчет таврового сечения следует вести с учетом сжатия в ребре.
148Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)Рис. IV. 23(рис. IV. 23, а) и пролетом в свету 6 м для междуэтажного перекрытия школьь
Нагрузка постоянная 400 кг/м2; временная 200 кг/м2; бетон марки 200; арматура из
стали периодического профиля марки Ст. 5; коэффициент условий работы /п=1,1.Определяем:Мсв = 0,8.1,1Яийп(Ьп- Ь) (h0— Iff) == 0,8.1,1 • 100.10 (57- 25) (74 - 11) = 1 943 ООО кгсм = 19,43 тм;р 	 1 943000- __ 11 7Q />и2»Fа. св =	-	Г7Г-. = 11,73 см2;2400 f74-J£\Mi = М — Мсв = 46 — 19,43 = 26,57 тм.При, 2 657 ООО* 17Л,Л =-1,1.26.74» =17’64по табл. V. 4 приложения находим fi2 = 0,815% и получаемFai = -,81^5'74" = 15*08 см*‘ПоЛное сечение арматурыFa = Fal + Fa. св = 15,08 + 11,73 = 26,81 см*.Принимаем 7 0 22П (Fa = 26,60 см2).Пример IV. 10. При данных примера IV. 8 и сечении арматуры Fa = 10,25 см2
проверить прочность сечения.Вычисляем Hq = 50 — 4 = 46 см.Так кактгДаТь = 2400-10,25 = 0,25 тм <#HV*n = 80-225-8 = 1,44 тм,то нейтральная ось проходит в пределах полки и сечение рассчитывается как прямо¬
угольное шириной Ьп.Определяемпо табл. V. 4 приложения находим А = 2,34 и вычисляем предельный момент
М = AbnfiQ = 2,34-225’462 = 1 112000 кгсм « 11,1 тм > 10 тм.Пример IV. 11. Произвести расчет несущей способности (прочности) сборного
многопустотного настила (панель перекрытия) с четырьмя овальными пустотами
§ 20. Расчет балок с жесткой арматурой149Определить площадь сечения арматуры.Расчетная нагрузка q = (200-1,4 + 400*1,1) 2,395 = 1725 кг/пог. м.Расчетный пролет / = 6,13 м.Расчетный моментМ= 1725'6’138 = 8100
8Для расчета сечение многопустотной, панели приводится к эквивалентному
двутавровому сечению с заменой площадей овальных отверстий равновеликими прямо¬
угольными (рис. IV. 23, б)*. Таким образом, задача сводится к расчету таврового
сечения по первому случаю ввиду значительной ширины полки, т. е. к расчету пря¬
моугольного сечения шириной Ьп = 239,5 см.Вычисляем полезную высоту h0 = 22 — 2,3 = 19,7 см\М _ 810 000 — 7 Q9
mbahl U-239,5.19,7* 'и при (1% = 0,344 находимРа = 0,344 • 239,5- 1Э,7 = 16 23 см^Принимаем 8 0 16П (Fa = 16,08 см2).§ 20. РАСЧЕТ БАЛОК С ЖЕСТКОЙ АРМАТУРОЙ1.	Результаты опытов и особенности расчетаОпыты, проведенные ЦНИПС и Институтом строительной техники
б. Академии архитектуры СССР, а также за рубежом, с балками, армиро¬
ванными жесткой арматурой (см. рис. IV. 7), показали, что совместная
работа этой арматуры с бетоном наблюдается до полного использования
прочности стали. Совместность работы бетона с арматурой проверена испы¬
таниями при действии на элемент не только однозначной многократной
статической нагрузки, но и пульсирующей нагрузки.В балках, армированных высокими профилями (почти на всю высоту
сечения), совместность работы обеспечивается даже при отсутствии хому¬
тов, анкеровки концов и других устройств, причем сплошная металличе¬
ская стенка полностью обеспечивает прочность балки против действия по¬
перечных сил.Наоборот, в балках, армированных низкими профилями, находящи¬
мися полностью в растянутой зоне сечения, для связи сжатой зоны бетона^
с растянутым металлом необходимы специальные устройства в виде хому¬
тов или анкерных стержней, связанных с жесткой арматурой.При отсутствии этих устройств наступало разрушение балки от среза
неармированного бетона балки над жесткой арматурой раньше достиже¬
ния в арматуре предела текучести. При таком армировании безусловно
необходим расчет на поперечные силы.Опыты показали, что предварительное нагружение, которому под¬
вергается жесткая арматура в процессе производства работ при исполь¬
зовании ее в качестве несущей, а также последовательность приложения
эксплуатационной нагрузки не оказывают влияния на величину разру¬
шающей нагрузки. Вместе с тем предварительная передача части на¬
грузки только на жесткую арматуру (в растянутых, изгибаемых и сжато¬
изогнутых элементах) выгодно влияет на повышение трещиностойкости
элементов.Г" • Самое - приведение к эквивалентному двутавровому сечению сделано ниже,
' в примере IX. 5.
150Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)В целях экономии металла сечение жесткой арматуры, как правило,
необходимо подбирать минимальным, используя ее как стальную кон¬
струкцию только для работы на усилия, возникающие в процессе произ¬
водства работ от таких нагрузок, как собственный вес каркаса, вес бетона
и подвесной опалубки, вес транспортных приспособлений и вес рабочих.Работу на полную эксплуатационную нагрузку необходимо обеспечи¬
вать соответствующим подбором железобетонного сечения с жесткой и
добавочной гибкой арматурой. При этом начальные напряжения, возни¬
кающие в процессе возведения конструкции, не учитываются.Таким образом, расчет элементов с жесткой арматурой должен произ¬
водиться по двум состояниям работы конструкции:по первому состоянию — для стадии возведения — арматура рас¬
считывается как стальная конструкция при дополнительном сочетании
нагрузок на усилия от соответствующей монтажной нагрузкипо второму состоянию — для стадии эксплуатации — элемент рас¬
считывается как железобетонный (по НиТУ 123-55) на усилия от полной
расчетной нагрузки.Переход конструкции из первого состояния во второе определяется
минимальной величиной прочности бетона, достигнутой в процессе его
твердения в конструкции. Эта минимальная величина прочности бетона
принимается равной 25 кг!см2.2.	Расчет балок прямоугольного сеченияВ зависимости от положения нейтральной оси по отношению к жест¬
кому профилю при расчете различают три случая.Случай 1. Нейтральная ось не пересекает профиль жесткой арматуры
(рис. IV. 24, а).Эпюры напряжений — сжатия в бетоне и растяжения в арматуре —.
приняты прямоугольными. Положение нейтральной оси определяется из
равенства усилий в сжатой и растянутой зонах сечения:bxR и = /72а> а< ж ntaRaFa9откуда„	 та.жВа. жРа.ж~\~ MaRaFa	/ТЛ7х	т~я	•	iiv.tto)Момент относительно нейтральной осиМ < т [#и ^ + та. жЯа. ж (Г — х) + maRtFa Ф' ~ *)] • (IV. 86)Как и при гибком армировании, предел применимости формулы (IV. 86)
определяется условиемх 	 та. ж^а. ж^а. ж	а ^ q gg	/jy gyv <h0	bh0R иИЛИ*<0,55fto,	(IV. 88)где hQ — полезная высота сечения, считая от сжатой грдни до центра
тяжести всей растянутой арматуры.Случай 2. Нейтральная ось пересекает стенку профиля жесткой
арматуры (рис. IV, 24, б).1 См. СНиП, 11-Б.4 и НиТУ 121-55.
§ 20. Расчет балок с жесткой арматурой151Из условия равенства усилий в сжатой и растянутой зонах сечения
(с учетом гибкой арматуры) получаемbxRa = 2m^xR^M(r — x)b + mllR!1Fa,откуда„	 2/Па, ж^а. ж^г 4" tnaRaFa	/ТЛ7^и + 2та.»«а.ж5 '	' ' }Момент относительно нейтральной осиМ < m {/?„ ^ ЖЯа.* [Г + (г - х? Ь] + m,RaFa (h' - *)}. (IV. 90)Уравнение (IV. 90) составляется для предельного состояния. Поэтому
в нем принят пластический момент сопротивления жесткой арматуры,
выражаемый через Т = 2 5,
где £ — статический момент о) . к
доловины сечения жесткой	*"*крматуры относительно гео¬
метрической оси; для дву¬
тавров и швеллеров Т —=,1,17 W.Так как уравнение мо;
ментов (IV. 90) составлено
относительно нейтральной
оси, а. пластический момент
сопротивления профиля бе¬
рется относительно его гео¬
метрической оси, то вводит¬
ся поправка Д Т, равная
пластическому моменту со¬
противления части стенки
двутавра между нейтральной
осью сечения и геометри;
ческой осью двутавра:Д Т = 25' = 2 (г—х)Ь-^- == (г—х)Ч. (IV. 91)
152Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)Верхняя полка, лежащая на нейтральной оси, должна быть исключена
из расчета как нерабочая. Обозначив площадь сечения двутавра без в4рх«
ней полки Fa ж, полезную высоту г и приняв х = а, получим расчетную
формулу как для случая 1:М « m	+ /Па. ж^а. ж^а. ж (Г ~ а) + ™a#a^a (V — а)] . (IV. 92)Как показали опыты последнего времени (К. К. Антонов)такой
расчет приводит к недооценке прочности элемента. При пользовании для
расчета формулой, установленной для случая 2, разница между опытной
и вычисленной несущей способностью существенно уменьшается. Во избе¬
жание ошибок стремятся назначать такие размеры жесткого профиля,
чтобы нейтральная ось проходила или выше или ниже верхней полки
профиля.В случае несимметричного профиля жесткой арматуры с усиленной
растянутой зоной она заменяется для расчета симметричной, а избыток
площади жесткой арматуры вводится в величину Fa (гибкой арматуры)
расчетных формул.3.	Расчет балок таврового сеченияРасчет таврового сечения производится тоже в зависимости от положения ней¬
тральной оси.1)	При х < Ап расчет производится так же, как и в случае прямоугольного сече¬
ния, но ширина принимается равной ширине полки последняя принимается, как
и для элементов с гибким армированием.Рис, IV. 252)	При х > hn расчет может быть произведен с учетом сжатия в ребре. При этом
сечение рассматривается состоящим из двух частей: из равномерно сжатых свесов полки
с соответствующим сечением арматуры и из прямоугольного сечения шириной b
с оставшейся частью арматуры. Здесь различают три случая в зависимости от положе¬
ния нейтральной оси (рис. IV. 25).Случай 1. Нейтральная ось не пересекает жесткого профиля арматуры (рис. IV. 25, а).
Величина х определится из равенства усилий в сжатом бетоне и растянутой
арматуре:[(6П — Ь) hu -)- Ьх\ /?и = ma, ж^а. ж^7а. ж Ч” MaRaFа>откудах = ma. ж^а. ж/7а. ж m^RaFа	h^( 	1 \ .	(IV. 93)bRu	\ Ъ )Момент относительно нейтральной осиЯи +"Ь ma. ж^а. жЯа. ж х) ntaR&Fa (fl' -*) j •	(IV. 94)1 Исследования конструкций высотных зданий под редакцией В. М. Келдыша,
К. К. Антонова и А. Н. Попова, Государственное издательство литературы по строительству
и архитектуре, 1953.
§ 20. Расчет балок с жесткой арматурой153Случай 2. Нейтральная ось пересекает стенку профиля арматуры (рис. IV. 25, б).
Положение нейтральной оси определится из уравнения[(Ьа — b)hu+ bx] Rи = /па. жЯа. ж2 (с — х)ь + rnaRaFatоткудаX = mа‘ ж^а* ^	^	.	/jy# gg\«я 4" 2/Яа. xRa,Ян +“Ь ^ai ж^а. » [Г (с — *)а 6] -f - maRaFa {hf — Jt)|.	(IV. 96)Случай 3. Нейтральная ось проходит через полку профиля (рис. IV. 25, в).
Расчет аналогичен случаю 1, но с уменьшением площади сечения жесткой арма¬
туры на величину сечения_верхней полки, т. е. в формулы (IV. 93) и (IV, 94) вместо
Fa. ж следует подставить F&m ж и вместо г подставить 7.Во всех трех случаях’ расчета тавровых сечений с учетом сжатия в ребре пре¬
дельное состояние элемента наступает вследствие достижения арматурой расчетного
сопротивления, причем должно соблюдаться условие х ^ 0,55Н0.
ГЛАВА VРАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ АРМАТУРЫ В ИЗГИБАЕМЫХ
ЭЛЕМЕНТАХ§ 21. КРАТКИЕ СВЕДЕНИЯ О РАСЧЕТЕ «НА СКАЛЫВАНИЕ»ПО УПРУГОЙ СТАДИИ *1.	Скалывающие напряженияПри изгибе железобетонной балки возникают, кроме нормальных, касательные
напряжения, действующие в каждой точке по горизонтальному и вертикальному на¬
правлению.Как известно из курса сопротивления материалов, скалывающие напряжения
в каком-либо слое балки из однородного материала определяются по формулеРис. V. 1. Эпюры скалывающих напряжений в балкеВ сжатой зоне скалывающие напряжения, равные нулю у верхней грани балки,
увеличиваются с приближением к нейтральной оси по закону параболы и достигают
своего наибольшего значения у этой оси. Это следует из приведенной формулы, по
которой тмакс имеет место для того же слоя, что и 5маКс, т* е- Для нейтрального слоя.Статический момент верхней половины сечения относительно нейтральной осиS=bx*=b*.1	Этот метод еще находит применение у нас при проверке трещиностойкости
наклонных сечений предварительно напряженных конструкций и является основным
методом для расчета на главные растягивающие напряжения за рубежом.
'§ 21. Краткие сведения о расчете «на скалывание* по упругой стадии 155Поэтому и величина скалывающих напряжений постоянна от нейтральной оси до
растянутой арматуры, т. е. эпюра имеет вид, показанный на рис, V, 1, б. Действи¬
тельные максимальные скалывающие напряжения в балке, не имеющей трещин
(рис. V. 1, в)9 примерно на 20—25% больше, чем по расчету, исходя из стадии IL
С увеличением нормальных напряжений в балке нейтральная ось перемещается к сжа¬
той грани сечения, а с ней перемещается и место наибольшего т.Теперь перейдем к выводу расчетной формулы для железобетонной
балки с постоянной высотой сечения.Скалывающие напряжения, как известно, получаются из условия равновесия
разности нормальных напряжений, действующих в двух соседних сечениях балки
(рис. V. 2). Под влиянием приращения равнодействующей нормальных напряжений dZ
возникают напряжения
скалывания т; из рассмо¬
трения отсеченной части
балки от нейтральной оси
до нижней грани можно
написатьdZ = zb dlt (V. 2)откуда’-§• <v-»Из условия, что момент внешних сил равен моменту внутренних силМ = 2г,	(V. 4)а приращение моментаdM = dZz9	(V. 5)получаемdz = Ш.	(V. 6)гПодставляя полученное значение dZ в формулу (V. 3), находимт =	(V. 7)bzdlНо = Q и в пределе — для любого симметричного сечения
dl«. = £.	(V. 8)Плечо внутренней пары принимается для прямоугольного сечения с одиночнойарматурой равным z *= h0 ( 1 — 0,5 -£-\ , но не более z « — h0 « 0,9Л0.\ Л0 /	8Если в формуле (V. 8) Q выражено в килограммах, а b и z в сантиметрах, то
напряжение т получается в кг/см?.В тавровых балках (без учета сжатия бетона в ребре) наибольшие значения имеют
скалывающие напряжения на протяжении всей высоты ребра, между нижней гранью
плиты и нижней арматурой.. Для определения скалывающих напряжений в этих балках служит та же фор¬
мула (V. 8); подставив в нее приближенное значение z = h0 — 0,5hn, получимТ° = "й- = 6(Ло —0,5ЛП) ’	(V‘8a)где 6 — ширина ребра.Сжатая арматура оказывает на величину скалывающих напряжений незначительное
влияние и при определении т0 можно ею пренебречь. Поэтому для прямоугольного
сечения с одиночной или двойной арматурой можно применять приближенную формулуt„=-.Q— .	(V.86)0	0,9bh0Наибольшие величины Q определяются из эпюры пбпёречных сил; при равнопро¬
летных неразрезных балках для определения Q могут служить таблицы приложения II,
причем принимается наиболее невыгодное расположение полезной нагрузки.Рис. V. 2
156Глава V. Расчет поперечной арматуры в изгибаемых элементах2.	Главные напряженияИз курса сопротивления материалов известно, что в балке возникают нормальные
и касательные напряжения по наклонным площадкам, причем главные нормальные на¬
пряжения, наибольшие и наименьшие, выражаются формулами:Рис. V. 3. Траектории главных напряженийа — в балке из однородного материала; б — в железобе¬
тонной балке
§21. Краткие сведения о расчете «на скалывание» по упругой стадии 157напряжений в пределах от нейтральной оси и до центра тяжести арматуры можно
изобразить прямыми линиями (рис. V. 3, б), направленными под углом 45° к оси балки.
Направления траекторий главных растягивающих напряжений указывают, как следует
Усиливать бетон арматурой.В действительности, если принимать во внимание некоторое участие бетона в ра¬
боте растянутой зоны (при допускаемых напряжениях), траектории главных напряже¬
ний в железобетонной балке будут изображаться также кривыми, зависящими и от
расположения арматуры, и от рода нагрузки; они могут быть до некоторой степени
определены опытным путем по трещинам, возникающим вдоль траекторий главных ежи-*
мающих напряжений.Как известно, бетон значительно лучше сопротивляется скалыванию, чем растяже¬
нию, поэтому главные растягивающие напряжения являются более опасными, и по¬
верка прочности железобетонных балок должна производиться именно на эти напряже¬
ния, а не на скалывающие. Но главные растягивающие напряжения у нейтральной оси
при расчете по стадии II, хотя и направлены под углом 45°, но равны по величине
скалывающим напряжениям (агл = т0).Таким образом, вопрос о расчете на главные растягивающие напряжения приво¬
дится к определению наибольших скалывающих напряжений, вследствие чего этот рас¬
чет по старому методу обычно и назывался расчетом или поверкой на скалывание.3.	Расчет отогнутых стержней и хомутовДля восприятия главных растягивающих напряжений в железобетонной балке
служат отогнутые стержни и хомуты,> а также продольная арматура.Отогнутые стержни ставят обычно под углом 45° к оси балки соответственно
траекториям главных растягивающих напряжений; применение вертикальных хомутов
не отвечает направлению возникающих напряжений. Поэтому отогнутые стержни
являются более экономичными, так как для них требуется меньше металла, чем на
хомуты.Обычно на практике (при армировании отдельными стержнями) применяют одно¬
временно отогнутые стержни и хомуты. Как показали исследования ЦНИПС, в восприя¬
тии главных растягивающих напряжений участвует и продольная арматура.Расчет отогнутых стержней может быть произведен, исходя из эпюры
главных растягивающих напряжений.Как следует из формулы (V. 8), скалывающие и главные растягивающие напряже¬
ния (агл = т0) при постоянном сечении балки или ребра пропорциональны поперечной
силе Q в данном сечении.Возьмем эпюру поперечных сил для простейшего случая — свободно опертой балки
с равномерно распределенной нагрузкой (рис. V. 4, а). Уменьшив ординаты эпюры
в Ьг раз, получим эпюру скалывающих напряжений.По этой эпюре сумма скалывающих усилий на любом участке длиной Д с будет
выражаться площадью, заключенной между ординатами G'H' = т0 и K'L' = т0, умно¬
женной на ширину балки Ь% т. е.АГ=-°--1° АсЬ.2Переходя к рассмотрению главных растягивающих напряжений, видим, что
в точке Н главное растягивающее напряжение агл = т0, а в точке L это напряжение
агл = V Растягивающее усилие Д20, действующее на протяжении длины Дс в ней¬
тральном слое на элементарные площадки, наклоненные к оси под углом 45°, вырдзится
как произведение ширины ребра b на площадь трапеции Н' LKaO'\ построенной на
проекции H"L отрезка Дс на прямую, наклоненную под углом 45° к нейтральной оси,
с основаниями и т^, и будет приложено по линии, проходящей'через центр тяжести
этой трапеции под углом 45°, к оси балки:AZо = 6 Х° Ac cos 45° = Т°, Асб -L.Сравнивая с предыдущим выражением, можно написать, чтоД2 — ^V2
158Глава V. Расчет поперечной арматуры в изгибаемых элементахТо же значение получится, если скалывающее усилие Д7\ действующее на
отрезке Дс разложить на две силы, направленные под углом 45° к АТ, согласно сило¬
вому треугольнику на рис. V. 4, д.Если главное растягивающее усилие AZ0 воспринимается отогнутым стержнем, то
ось последнего должна проходить через центр тяжести трапеции главных напряже¬
ний с основаниямиагл = *о и агл = VПолное главное растяги¬
вающее усилие на полупролетебудет равно1	12	2Рис. V. 4. Определение усилий в поперечной арматуре
а*— в отгибах; б — в хомутах1	О величине коэффициента ты см. § 22.
'§ 22. Расчет поперечной арматуры по предельному состоянию159откуда часть скалывающего (главного растягивающего) напряжения в бетоне, переда¬
ваемая на хомуты:= 0Х = та«нАа^х .	(V. 13)ЬахТаким образом, выбрав диаметр (поперечное сечение) хомутов и расстояние между
ними, можно определить тх.В отношении участия продольной арматуры выяснено, что качество
заделки ее имеет большое влияние на разрушение по косым сечениям, что прямо указы¬
вает на их участие в сопротивлении элемента разрушению по этим сечениям.Исходя из опытных данных, рекомендуется передавать на продольную арматуру
20—40% равнодействующей главных растягивающих напряжений. Остальная часть
передается на хомуты и отгибы, которые должны быть поставлены на участках, где
<*гл > Яр (рис. V. 5); на участках, где агл < Rp, главные растягивающие напряжения
воспринимаются бетоном и хомуты ставятся конструктивно.§ 22. РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ АРМАТУРЫ ПО ПРЕДЕЛЬНОМУ СОСТОЯНИЮ
(РАСЧЕТ НАКЛОННЫХ СЕЧЕНИЙ)1.	Условия прочности по наклонным сечениямКак показывают опыты, расчет по старому методу на главные рас¬
тягивающие напряжения (по наклонным сечениям) с передачей послед-/
них на поперечную арматуру не всегда давал правильные и экономичные
решения.Новый метод расчета поперечной арматуры, разработанный ЦНИПС
(М. С. Боришанским под руководством проф. А. А. Гвоздева) на основании
длительных экспериментальных и теоретических исследований, дает
возможность более правильно оценить действительную работу конструк¬
ции на воздействие поперечных сил г. Этот метод расчета, выдвинутый
еще в 1937—1940 гг., был подвергнут новой экспериментальной проверке
в 1946—^1947 гг., которая во всех случаях дала вполне удовлетворитель¬
ные результаты 2.Подсчеты показывают, что новый метод расчета не дает больших
экономических преимуществ в конструкциях из обычного железобетона1	М. С. Б о р и ш а н с к и й, Расчет отогнутых стержней и хомутов в изгибаемых
железобетонных элементах по стадии разрушения, Стройиздат, 1946.2	М. С. Бориша некий, Новые данные о сопротивлении изгибаемых элементов
действию поперечных сил, ЦНИПС, Сборник «Вопросы современного железобетонного
строительства», Государственное издательство литературы по строительству и архитек¬
туре, 1952.
160Глава V. Расчет поперечной арматуры в изгибаемых элементахс гибкой арматурой, но является выгодным для новых видов конструкций—	с арматурой в виде сварных каркасов и в том числе несущих, с жесткой
арматурой, а также предварительно напряженных.Недостатком нового метода расчета, несмотря на разработанные
Гипротисом практические приемы (см. ниже, п. 2), считают его значитель¬
ную сложность в некоторых случаях.Новый методуасчета поперечной арматуры основывается на следую¬
щих положениях.При наличии поперечных сил в элементе (балке) происходит разру¬
шение обычно по наклонным сечениям. В наклонных сечениях, как и в вер¬
тикальных, должны быть удовлетворены условия равновесия вплоть
до наступления предельной стадии.С появлением в наклонных сечениях трещины балка разделяется
как бы на две части, соединенные бетоном (в сжатой зоне) и арматурой—
продольной и поперечной, пёресекающей наклонную трещину (рис. V. 6).
При увеличении нагрузки наклонная трещина раскрывается и происхо¬
дит разрушение балки, вызываемое одной из двух следующих причин:1)	преодолевается сопротивление арматуры и происходит взаимный
поворот обеих частей балки вокруг общего шарнира, расположенного
в сжатой зоне; последняя при дальнейшем раскрытии трещины сокра¬
щается и разрушается, а арматура течет или при слабом заанкеривании
выдергивается; это явление подобно достижению разрушения балки по
вертикальной трещине в случае чистого изгиба, т. е. обусловливается
действием изгибающего момента;2)	при наличии сильной и хорошо заанкеренной продольной арматуры
в результате совместного действия сжимающих усилий и срезывающих
сил происходит разрушение сжатой зоны.Таким образом, чтобы не произошло разрушения балки по наклон¬
ному сечению должны быть удовлетворены два предельных условия проч¬
ности, представляющих два условия равновесия по наклонным сечениям
(сумма моментов и сумма проекций сил на нормаль к оси элемента).Первое условие определяет прочность балки при изломе по наклон¬
ной трещине: момент М внешних сил относительно центра сжатой зоны
бетона (над концом трещины) не должен быть больше момента (относи¬
тельно той же точки) предельных усилий в продольной арматуре, ото¬
гнутых стержнях и хомутах, пересеченных наклонной трещиной:М < /шла/?а [Faz + 2 Fazo + 2 ^а)«	(V. 14)Рис. V. 6
'§ 22. Расчет поперечной арматуры по предельному состоянию161Второе условие определяет прочность балки при срезе сжатой зоны:
поперечная сила Q должна быть не больше суммы вертикальных проек*
дйй предельных усилий в пересеченных трещиной отогнутых стержнях
й'хомутах и сопротивления (срезу или сжатию по наклонному направ¬
лению) бетона сжатой зоны над косой трещиной:Q<m [mHma#a (2 sin а + 2 FJ + Qe] •	(V. 15)•Выполнение условий (V. 14) и (V. 15) для наклонных сечений, прове¬
денных из любой точки балки, обеспечивает прочность ее по любому
наклонному сечению.Рассмотрим величины, входящие в эти два условия прочности по
наклонным сечениям.Момент М (расчетный), действующий в наклонном сечении, пред¬
ставляет собой момент всех внешних сил, расположенных по одну сторону
от наклонного сечения (трещины), относительно центра тяжести сжатой
зоны, расположенного на продолжении наклонной трещины.Величина поперечной силы Q (расчетной), действующей в наклон¬
ном сечении, представляет сумму проекций на нормаль к оси балки всех
внешних сил, расположенных по одну сторону от наклонного сечения
(трещины).Величины М и Q, действующие в наклонном сечении, нельзя опре¬
делять по обычным эпюрам. Вследствие наклонного направления сечения
здесь необходимо различать, приложены ли нагрузки над сечением или
под сечением, и в зависимости от этого относить эти силы к числу левых
илр правых сил.В формулах (V. 14) и (V. 15) приняты следующие обозначения:Fa — площадь сечения продольной арматуры;F0 — площадь сечения всех отогнутых стержней, расположенных
в одной плоскости, наклонной к оси элемента;Fx — площадь сечения всех ветвей хомутов, расположенных
в одной плоскости, нормальной к оси элемента;
а — угол наклона отгибов к оси элемента;zo> 2* — расстояния от центра тяжести сечения соответственно —
продольной растянутой арматуры, отогнутых стержней
и хомутов до центра тяжести сжатой зоны;Q6 —„проекция предельного усилия в бетоне сжатой зоны наклон¬
ного сечения на нормаль к оси элемента;
тн — коэффициент условий работы хомутов,и отогнутой арматуры.Напряжения в отгибах и хомутах, пересекаемых косой трещиной,
принимаются в предельном состоянии равными расчетному сопротив¬
лению /?а.В действительности напряжения в отгибах и хомутах, пересекаемых
трещиной вблизи сжатой зоны, вследствие малого раскрытия там трещин
могут ,и не достигнуть предельных значений. Принятие несколько завы¬
шенных величин сопротивления отогнутых стержней и хомутов, пересе¬
кающих косую трещину вблизи сжатой зоны, вносЪт незначительную
погрешность в первое условие (V, 14) из-за малых величин плеч г0 и гх.
Для второго условия (V. 15) это влияние будет больше (вблизи сжатой
грани напряжения в стержнях могут быть значительно меньше, чем
у;:растянутой). Здесь это учитывается введением коэффициента условий
работы на усилия в хомутах и отгибах, который по НиТУ 123-55 уста¬
новлен равным тн = 0,8, а в случае холоднотянутой проволоки пгИ = 0,7.;; При армировании сталью разных марок каждая арматура вводится,в,	расчет со своим расчетным сопротивлением и коэффициентом условий,
работы.
162Глава V. Расчет поперечной арматуры в изгибаемых элементахКак показали опыты, величина проекции предельного усилия в бетоне
сжатой зоны Q6 зависит как от геометрических размеров сечения и марки
бетона, так и от наклона трещины и возрастает с ее крутизной. По пред¬
ложению М. С. Боришанского, Q6 выражается эмпирической формулой(V.,6)где Ъ — ширина прямоугольного сечения, ширина ребра таврового
или двутаврового сечения, двойная толщина стенки кольце¬
вого или коробчатого сечения;
c=?ctg<p— длина проекции всего наклонного сечения на ось элемента;
ср — угол его наклона к оси элемента.Коэффициент 0,15 принят осторожно; он дает значение Qe несколько
ниже средних данных опыта.Надо заметить, что излом балки по наклонному сечению может быть
более опасным, чем разрушение по вертикальной трещине. Эту опасность
можно значительно ослабить принятием ряда конструктивных мер, напри¬
мер, хороТщим заанкериванием продольной арматуры, отказом от обрыва
этой арматуры в пролете, надлежащим расположением отгибов.2.	Расчет на поперечные силыа)	Определение усилий, воспринимаемых поперечной арматуройНепосредственное пользование условиями (V. 14) и (V. 15) для
поверки прочности балок представляло бы большую кропотливую работу.В развитие выработанного в ЦНИПС спо¬
соба расчета поперечной арматуры в Гипро-
тисе была разработана техника практиче¬
ского его применения.Сначала должно быть удовлетворено
второе условие (V. 15) — условие прочности
сжатой зоны бетона. Часто при расчете ба¬
лок, чтобы удовлетворить второму условию,
достаточно иметь одни поперечные стержни
или хомуты.Пусть р (нагрузка на единицу длины)
приложена к верхней поверхности ^балки,
Qx 6 поперечная сила в начале участка,
воспринимаемая бетоном и хомутами и qx
предельное усилие на единице длины, кото¬
рое воспринимается поперечными стержнями
или хомутами.Предельное усилие в пересекаемых на¬
клонным сечением хомутах, принимаемое равномерно распределенным
вдоль наклонного сечения, можно выразить формулой=	(V. 17)где Fx — площадь сечения хомутов в одной плоскости.Рассмотрим случай, когда наклонное сечение располагается в пре¬
делах одного трапецоидального участка эпюры поперечных сил (рис. V. 7)
и пересекает верхнюю и нижнюю арматуру на расстояниях хх и Хч
от начала участка, так что длина горизонтальной проекции сечения
(трещины) с = — хг.Рис. V. 7
§22. Расчет поперечной арматуры по предельному состоянию	168При этих обозначениях и, принимая временно т = mH = 1, второе
условие (V. 15) перепишем так:Qx. б рх 1 ^ Чх (^х—^2) “Ь Фб»где Qx. б — Рх 1 — поперечная сила у верха наклонного сечения, которая
не должна превосходить суммы предельного усилия
в хомутах на протяжении наклонного сечения и проек¬
ции предельного усилия, воспринимаемого бетоном
над трещиной.Вводя обозначениеп 	 0,156/iq/?h 	 $46 —	— — Xl^X2 »получимQx.6 — р*1 < Ях (Xl — *2) +илиQx. 6 < т + 4ip + Р (с + Х2).	(V. 17а)Величина наименьшей предельной поперечной силы, воспринимае¬
мой бетоном сжатой зоны и хомутами, находится в зависимости от наклона
сечения. Наиболее опасный наклон сечения определится из уравнения
(V. 17а) при минимуме правой его части. Полагая, что р известно, а х2
остается постоянным, приравняем нулю первую производную правой
части по с:—	+ <?* + Р =откудас = Л/ в = 1 f °’15*»^	(V. 18)0	' + Р Г ?х + РФормулой (V. 18) определяется наиболее опасный наклон сечения.
Далее, подставив в уравнение (V. 17а) найденное значение с0, получим^*<Т7=ТГГ + &+Р) У+У я* + рили			Qx.6 < 2 VB (<7х + Р) + рх2-Правая часть этого неравенства обращается в минимум при хг = О,
т. е. когда начало сечения приходится у грани опоры. Самое же неравен¬
ство, принимая во внимание, что с0 == у q В_^_р было найдено из условия
минимума правой части, переходит в равенствоQx.6 = 2VB(qx+p).	(V. 19)Сравнивая величину Qx б по формуле (V. 19) с величиной= ^ =	(V-19а)можно заключить, что при отсутствии отгибов наиболее опасное наклон¬
ное сечение определяется тем, что половина поперечной силы восприни¬
мается бетонсйя сжатой зоны, а другая половина — хомутами.
164	Глава V. Расчет поперечной арматуры в изгибаемых элементахгде а — расстояние между хомутами.Далее, решая уравнение (V. 19) относительно qx, находим— 4в Рили<v-20>При определении расчетного значения поперечной силы, действую¬
щей на протяжении наклонного сечения, для большинства конструкций
не учитывают нагрузку р, так как она может перемещаться и отсутство¬
вать на протяжении наклонного сечения, а следовательно, нет основания
и для уменьшения поперечной силы. Поэтому в формуле (V. 20) величина р
обычно принимается равной нулю.Только в элементах, находящихся под действием сплошной нагрузки
(например, гидростатического давления, давления грунта и т. п.), следует
определять расчетную поперечную силу с учетом части нагрузки р в пре¬
делах длины проекции наклонного сечения.Следовательно, для обычных случаев расчета*-*|йг	<у-21>Выше был рассмотрен случай расчета, когда нагрузка приложена
к верхней части балки. Но, как известно, плита может примыкать к балке
и снизу; при этом равномерно распределенная нагрузка будет приложена
к нижней поверхности балки. В этом случае величина qx также будет
определяться по формуле (V. 21), так как нагрузка, действующая в пре¬
делах проекции наклонного сечения, не учитывается.Если в нижней части балки приложены сосредоточенные грузы,
то для наклонных сечений, начинающихся^ опоры и заканчивающихся
до первого груза, основное условие (V. 15) остается таким же, как и для
случая действия нагрузки по верхней грани. Для наклонных сечений,
заканчивающихся за первым грузом, в случае нагрузки, приложенной
к нижней части балки, поперечная сила возрастает на величину соответ¬
ствующего груза и остается такой же, как и в наклонном сечении, прохо¬
дящем на участке от опоры до груза. В этом случае расчетная попереч¬
ная арматура должна быть продолжена на участок за грузом Р на длину,Рравную Да =	.ЯхРасчет же по формуле (V. 20), т. е. с уменьшением величины по¬
перечной силы, принимая вместо qx величину qx + р, где р — с п л о ш-
ная нагрузка, следует производить: а) когда нагрузка, действую¬
щая сверху вниз, приложена к верхней грани элемента; б) когда нагрузка,
действующая снизу вверх, приложена к нижней грани элемента.б)	Расчет хомутов (поперечных стержней)Зная величину предельного усилия на единицу длины балки, воспри¬
нимаемого хомутами, можно легко определить площадь сечения хомутов
(в одной плоскости):
.§ 22. Расчет поперечной арматуры по предельному состоянию	165При армировании элементов сварными каркасами площадь сечения
поперечных стержней обычно определяется на единицу длины балки
по формулег.-	(v-22*)Наоборот, при известном сечении поперечных стержней на единицу
длины балки /х можно определить предельное усилие, воспринимаемое
ими:<7х = mamaRJx.	(V. 23)Исходя из формулы (V. 21), можно найти не только сечение хомутов,
но и проверить их достаточность.Действительно, если в рассматриваемом наклонном сечении приня¬
тое сечение хомутов не удовлетворяет условиюQ<™Qx.6==m(Q6 + Qx)>	(V. 24)необходимо увеличить сечение хомутов или дополнительно установить
отгибы. Необходимое сечение хомутов определится из условияQx. б = £ = /0.6 Я А,	(V. 24а)откуда(«у*-<йййг	№25>и сечение хомутов в одной плоскости по формуле (V. 22)F = q*a
1 mHmaRa *Для получения величин произведений mHmaRa следует пользоваться
приложением IV.в)	Расчет отогнутых стержнейПоперечная сила, которая должна быть воспринята отогнутыми
стержнями, определится так:Qo=^ — Qx.6 = ^ — VQfiRHbh%qx = -g— --b*°Rn — <7A, (V. 26).где	Q — наибольшая поперечная сила в начале рассма-		 триваемого наклонного сечения;-■ /*0,15>i?H6Aoс0 — у 	-	проекция опасного наклонного сечения.Необходимое сечение отгибов, располагаемых в одной плоскости,
' определится по формуле%-Q*.6F°~ тат^Л sin а *	(V. 27)При установке отогнутых стержней в нескольких плоскостях вели¬
чина попёречной силы Q0 для формулы (V. 26) принимается по рис. V. 8, а:а)	для отгибов первой плоскости — равной величине поперечной силы
у грани опоры (за вычетом Q,.e);
166Глава V. Расчет поперечной арматуры в изгибаемых элементахб)	для отгибов каждой из последующих плоскостей — равной вели¬
чине поперечной силы у нижней точки предыдущей (более близкой к опоре)
плоскости отгибов.Рис. V. 8. К расчету поперечной арматурыа — определение поперечных сил; б — взаимное расположение отгибов и расположе¬
ние последнего отгиба при равномерно распределенной нагрузке; в — расположение
последнего отгиба при сосредоточенных нагрузкахПри подвижной нагрузке расчет отгибов и хомутов следует произво*дить по огибающей эпюре Q с учетом условной погонной нагрузки р — -4?-»
дающей наклон огибающей эпюры Q.
г)	Определение наибольшего расстояния между отгибами и хомутамиРасчет хомутов по формуле (V. 21) предполагает непрерывное распре¬
деление их вдоль наклонного сечения, в то время как в действительности
хомуты устанавливаются на некотором расстоянии. Чтобы соблюсти
второе условие (V. 15), для наклонного сечения, не пересекающего хому¬
тов, т. е. расположенного между ними, шаг хомутов должен назначаться
из того условия, чтобы вся поперечная сила, действующая в таком сече¬
нии, могла быть целиком воспринята бетоном сжатой зоны, т. е. чтобыQ < mQ6.Подставляя значение Q6 и принимая, что длина проекции наклон-
ного сечения с должна быть равна максимальному расстоянию между
хомутами и, получим:0,15Q<mQ6 = m			И	0,15£HWtoa<m	q	.Эта величина практически должна назначаться еще меньшей, прини¬
мая во внимание возможную неточность установки хомутов и отгибов.Поэтому, по НиТУ 123-55, расстояние между хомутами, а также
между концом предыдущего и началом последующего (по отношению
к опоре) отгиба в тех случаях, когда хомуты и отгибы требуются по рас¬
чету, должно быть в 1,5 раза меньше, т. е. не большеВ соответствии с этим принимается, что расстояние от вертикали,
проходящей у грани промежуточной опоры, до верха первого отгиба,
а также расстояние от вертикали, проходящей через низ какого-либо
отгиба до верха следующего за ним отгиба, не должно быть более и
(рис. V. 8, б).Расстояние между отгибами (по нижней арматуре) при наклоне их
45° должно удовлетворять условиюЩ. < + К — а'.	(V. 29)Нижняя точка последнего отгиба при равномерно распределенной
нагрузке должна располагаться не ближе к опоре, чем точка пересече¬
ния эпюры поперечных сил с эпюрой Qx б = Q6 + Qx (рис. V. 8, б).При сосредоточенных нагрузках нижняя точка последнего, отгиба
(рис. V. 8, в) должна располагаться ближе к опоре, чем точка пересечения
эпюры поперечных сил с эпюрой Qx> б на величину не более ы0<Таблица 13Значения и/hgQjnbh 0НИ7.74V*7в‘А7в7#■ 7ми°Д.0,40,50,60,70,80,91,0§ 22. Расчет поперечной арматуры по предельному состоянию167
168	Глава К. Расчет поперечной арматуры в изгибаемых элементахВ табл. 13 приведены по НиТУ 123*55 (п. 90) значения u/h0 в зави-Qсимости от величин параметра	, который находится в пределахТ > mbh0RB -> То *	(V. 30)Согласно п. 80 НиТУ 123-55, расчет по поперечной силе должен произ-
водиться в следящих местах по длине элемента (рис. V. 9):1)	в сечениях, проходящих че:
рез грань опоры;2)	в сечениях, проходящих че¬
рез расположенные в растянутой
зоне начала отгибов;3)	в сечениях, проходящих че¬
рез расположенные в растянутой
зоне точки изменения интенсивности
постановки хомутов.Расчет прочности наклонных
сечений по поперечной силе можно
не производить, если величины главных растягивающих напряжений,вычисленные по приближенной формуле , не превосходят расчетногосопротивления бетона на растяжение, т. е. когдаQ < mRpbh0.	(V. 31)В этом случае хомуты (поперечные стержни) и отогнутые стержни
ставят конструктивно, придерживаясь указаний НиТУ 123-55 (см. выше
главу IV, § 13).3.	Расчет наклонных сечений по изгибающим моментам;
конструктивные требованияЭтот расчет также не производится, если удовлетворено условие
(V. 31).Надо заметить, что расчет по первому условию (V. 14) является до¬
статочно кропотливым, но, как показали исследования ЦНИПС, его,
как правило, можно не производить, если будет соблюден ряд конструк¬
тивных требований.Кроме указанных выше требований относительно расположения
отгибов, необходимо еще выполнить следующие:а)	расстояние от грани свободной опоры до начала отгиба (считая
от опоры) должно быть не более 5 см (рис. V. 8, б);б)	начало отгиба, считая от точки максимального (пролетного) или
минимального (опорного) момента, должно отстоять от нормального
к оси элемента сечения, где стержень полностью используется по моменту,
не менее чем на А0/2, а конец отгиба (считая от той же точки) должен быть
расположен не ближе того нормального сечения, где стержень вовсе
не нужен по эпюре моментов (рис. V. 10). При выполнении этих условий
отгибаемый стержень работает в наклонном сечении с плечом г0, равным
или даже несколько большим, чем в вертикальном сечении, т. е. дости¬
гается примерная равнопрочность косых и прямых участков стержня.Действительно20 = ° s,n « = (ifr + т-) sin «;
при а = 45° и Ло = (1,1 1,3) г плечо Zo — 1»09 l,16z;Рис. V. 9
§ 22. Расчет поперечной арматуры по предельному состоянию	169в)	вся продольная арматура должна быть доведена до опоры и заве¬
дена за ее грань при соблюдении следующей длины заделки нижних стерж¬
ней (при бетоне марки не ниже 100):если Q < mRpbh0, т. е. когда арматура по расчету не требуется, она
должна быть доведена до торца элемента и во всяком случае не менее чем
на; 5 диаметров продольной армат
туры за грань опоры (рекомен¬
дуется принимать /0 = 10dx);если Q > mRvbh0 — для круг-;
лых стержней не менее 15 dl9
а для стержней периодического
профиля из стали марок Ст. 5 и
25Г2С и холодносплющенных —
на 15 d1 при бетоне марки до 150
и на 10^! при бетоне марки 200
и выше (рис. V. 11, а); в этом слу¬
чае при круглых стержнях на дли¬
не /0 в каждом каркасе должно
быть расположено не менее двух
поперечных стержней диаметромd>2 ^ /2^1*В случае невозможности вы*
полнить эти требования должны
быть приняты специальные меры
по анкеровке арматуры. Здесь могут быть отмечены рекомендации
И 122-56*: длина заделки растянутых стержней каркасов может
быть уменьшена соответственно с J 5 dx до 10 dx для бетона марки до 150и с 10 dx до 5 dx для бетона марки 200 и выше при условии, что на
длине не менее /0 + 1,5 h (от конца арматуры балки) площадь
поперечного сечения арматуры будет увеличена на 50% против опреде¬
ленной по расчету, например путем постановки корытообразных согну-* Инструкция по применению сварных каркасов и сварных сеток в железобетонныхконструкциях (И 122-56), Государственное издательство литературы по строительствуи архитектуре, 1957.Рис. V. 10Рис. V. 11. Анкеровка сварных каркасов да сво¬
бодных опорах балок:1 — поперечные стержни основных каркасов площадью поперечного сечения fx; 2 —поперечныестержни дополнительной сетки площадью f_ = (У.5f_А» д	л
170Глава V. Расчет поперечной арматуры в изгибаемых элементахтых сеток (рис. V. 11, б). При сварных каркасах из круглой стали при
бетоне марки 200 допускается принимать /0 = 5 dv но в этом случае,
кроме установки корытообразных сеток (при узких балках — поперечных
стержней), необходимо приваривать дополнительные анкерующие стержни
(рис. V. 11, в) или шайбы (рис. V. 11, г);г)	расстояние отгибов диаметром d от боковой грани элемента должно
быть не менее 2d во избежание разрушения бетона у мест отгибов;д)	при обрыве продольной арматуры в растянутой зоне балки
(рис. V. 12), обрываемые стержни должны быть заведены за то сечение,
где они не требуются по расчёту, на длину w, но не менее чем на 20 d.1	Н. JI. Табенкин, Расчет хомутов и отогнутых стержней в изгибаемых железо¬
бетонных элементах, Госстройиздат, 1957.Рис. V. 12Величина w получена 1 из условия равнопрочности вертикального
сечения и невыгоднейшего наклонного сечения, проведенного через,
точку обрыва продольных стержней. При этом было учтено, что опасное
наклонное сечение, исходя из расчета по изгибающему моменту, имеет
другой уклон, чем при расчете на поперечную силу.Инструкция И 123-55 указывает, что проекция этого опасного наклон¬
ного сечения при отсутствии отогнутых стержней находится из формулы(V-32)т. е. опасное наклонное сечение определяется из того условия, что
сумма усилий в поперечной арматуре на длине наклонного сечения равна
поперечной силе в этом сечении.Длины w выражаются следующими формулами:а)	при обрыве стержней в пределах зоны отгибов■“, = -^-+5*	<V’33>
§ 22. Расчет поперечной арматуры по предельному состоянию171б) при обрыве стержней в пределах зоны, где имеются хомуты или
поперечные стержни:®2 = -|^ + 5d.	(V. 34)В формулах (V. 33) и (V. 34):Q — расчетная поперечная сила в сечении теоретического обрыва
стержней, соответствующая тому случаю загружения, при котором опре¬
делялись наибольшие отрицательные моменты в этом сечении; это, как
правило, соответствует случаю, когда рассматриваемый пролет не загру¬
жен временной нагрузкой;Qo = /пнтаsin а — поперечная сила, воспринимаемая отгибами,в том же месте;qx = mHma —— предельное усилие в хомутах на единицу
длины элемента, принимая коэффициент
условий работы тя= 1.При наличии таких фактически распределенных нагрузок р, как
гидростатическое давление, реактивное давление грунта и т. п., в формулы
(V. 33) и (V. 34) вместо величины 2qx вводится 2qx + Р-Требования в отношении величин да1 и выполняются только для
тех элементов, для которых строятся эпюры арматуры (рис. V. 1^), т. е,
для подкрановых балок, некоторых прогонов и др.Сосредоточенные нагрузки, приложенные к балкам снизу или в пре¬
делах высоты сечения (например, главные балки, на которые опираются
второстепенные), согласно НиТУ 123-55 (п. 95) [должны быть полностью
восприняты поперечной арматурой без учета сопротивления бетона.
Это вызывается тем, что сосредоточенная сила (рис. V. 13), приложенная
к нижней части балки, отсеченной наклонным сечением, увеличивает
усилие, воспринимаемое поперечной арматурой.Таким образом, необходимое сечение поперечной арматуры, вбспри-
нимающей сосредоточенную нагрузку и располагаемой нормально к оси
балки, определяется по формулегде Р — сосредоточенная нагрузка.Длина зоны s, в пределах которой учитывается поперечная арматура,
воспринимающая сосредоточенную нагрузку (подвески, хомуты, отгибы),
определяется по формулеs = 2hL + 36.	(V. 36)Рис. V. 13
172Глава V. Расчет поперечной арматуры в изгибаемых элементахПоперечная арматура, определенная по формуле (V. 35), ставится
на протяжении зоны s с учетом найденной из расчета на попереч¬
ную силу.В заключение приведем общий х о д расчета наклонных
сечений изгибаемых элементов.1)	Проверяется условие (V. 31):Q < mRpbhf,.При соблюдении этого условия расчет может не производиться и попе¬
речная арматура ставится по конструктивным соображениям; в против¬
ном случае расчет поперечной арматуры необходим.2)	При армировании одними поперечными стержнями (хомутами)
величина расчетной поперечной силы определяется по формуле (V. 24):Q = mQx.Далеё по формуле (V. 25) вычисляется, Ш'Чх OfiRsbh%и,	наконец, по формуле (V. 22а) находится площадь сечения поперечных
стержней (хомутов):f ==^ mum&R аПри этом расстояние между стержнями а всегда должно быть меньше и,
вычисляемого по формуле (V. 28):0,1/пДибАо
““—о—Место обрыва продольной арматуры определяется из формулы (V. 34).3)	При армировании хомутами , и отогнутыми стержнями, т. е. при
расчетной поперечной силеQ mQX'6,где б — V'"0,6Rubhlqx и qx — предельное усилие, воспринимаемое^
хомутами по формуле (V. 23), площади сечений отогнутых стержней
F0t, F0, находят по формуле (V. 27):
§ 22. Расчет. туоперечной арматуры по предельному состоянию173Проводится ряд наклонных сечений от опоры и от нижних точек
раскосов (отогнутых стержней), причем из каждой точки проводится
по два наклонных сечения (рис. V. 14). Этих двух сечений достаточно,
так как для третьего наклонного сечения дополнительное количество
пересекаемой арматуры всегда компенсируется уменьшенной величиной
усилия, воспринимаемого бетоном.Обозначим:Qon — расчетная поперечная сила на опоре;Qi, Q2» Q3 — расчетные поперечные силы в сечениях, соответ¬
ствующих нижним точкам раскосов;Fot, F0„ Fo, — площади сечений раскосов каркасов;Fctj, Fст,, Fcr, — площади сечений основных стоек каркасов;R Vfqs = /nHma a ^x~п-—усилие, воспринимаемое хомутами на единицедлины элемента;
с — размер панели в несущих каркасах (расстоя¬
ние между нижними точками отогнутых стержней);2/х. п — суммарная площадь сечений поперечных стер¬
жней в одной панели несущих каркасов (без
учета основных стоек);В — 0,l5bhlRH;
а — угол наклона раскосов.Принятая площадь сечения раскосов и стоек (поперечной арматуры)
должна быть достаточна для соблюдения следующих условий:для точки 1 (на опоре)~<Fot sin amHm!lR3 ++ ?**+-§-•» (v*37)< (Fot + Fo,) sin amHma ++ fcTlmHma^a + qxe + -^-, (V. 38)для точки 2 (в нижней точке
первого раскоса)< Fo, sm атнтаЯа++ 9хс + V» (V-37a)%- < (Fo, + F0l) sin a mamaRa ++^cT,mHm4i?a + qxc+w'’ 38a)для точки 3 (в нижней точке второго раскоса)-J- <F0,sinamamiRll + q7Lc + -^-,	(V. 376)< (F0i + foj sin «mHma#a +	+ qj + . (V. 386)Рис. V. 14
тГлава V. Расчет поперечной арматуры в изгибаемых элементахПри несоблюдении указанных-условий площадь сечения принятой
поперечной арматуры (раскосов, стоек, хомутов) недостаточна и должна
быть увеличена.При наличии сосредоточенных нагрузок, приложенных в пределах
панелей каркасов (не в узлах), левую часть в формулах (V. 38) (V. 38а)
и (V. 386) следует уменьшить на величину соответствующей сосредо¬
точенной нагрузки, приложенной в пределах проекции первого из прове¬
ряемых наклонных сечений.б)	При армировании элементов жесткой арматуройПри низких прокатных профилях площадь сечения хомутов на еди¬
ницу длины элемента определяется по обычной формуле (V. 22а):f —	S*	,х mHmaf?a’где <7Х вычисляется по формуле (V. 21).При высоких обычных прокатных профилях толщина стенки в боль¬
шинстве случаев является избыточной для сопротивления поперечнойсиле.Иначе обстоит дело
в случае применения
тонкостенных профи¬
лей: при относительно
малой толщине стенки
прочность железобетон¬
ного элемента часто
может ограничиваться
предельным сопроти¬
влением его поперечной
силе и соответствующий расчет является обязательным.Опыты ЦНИПС 1950 г. с арматурой в виде прокатного профиля со
сплошной тонкой стенкой (8=3 мм), занимающего всю высоту сечения
балки \ показали, что характер разрушения под действием поперечной
силы при изгибе аналогичен разрушению элементов с гибкой арматурой.
Разрушение происходит также по косой трещине, причем в стенке про¬
филя достигается предел текучести, а бетон над трещиной разрушается
под действием сжатия и среза. Поэтому подобные элементы должны про¬
веряться на сопротивление действию поперечной силы расчетом по наклон¬
ному селению.Роль поперечной арматуры в рассматриваемых балках (рис. V. 15)
выполняет в основном стенка профиля и хомуты, которые всегда устанав-.
лнваются при жесткой арматуре. В расчете без большой погрешности
можно принять вместо h0 высоту профиля hltТогда можно написать:4	< (8cmH^a + 8xmHma#a) с0 + °’15*H&ftl =qc0 + -£-,О	согде Ъс — толщина стенки профиля;—	— — приведенная толщина хомутов при расстоянии между
ними а;А. П. Васильев и Б. А. Калатуров, Сопротивление железобетонных
элементов с жесткой арматурой действию поперечной силы при изгибе, «Строительная
промышленность» № 4, 1952.Рис. V. 15
§ 22. Расчет поперечной арматуры по предельному состоянию175RI и /?а — соответственно расчетное сопротивление стенки профиля
и хомутов;с0 — проекция невыгоднейшего наклонного сечения в преде¬
лах высоты профиля жесткой арматуры; для балок с рас¬
пределенной нагрузкой с0 определяется по формуле (V. 18).
Следует заметить, что у большинства опытных балок теоретические
значения поперечной силы превышали опытные, что объясняется неко¬
торой переоценкой сопротивления поперечной арматуры в расчетной фор¬
муле по стадии разрушения.Определив величину предельной поперечной силы и сопоставив ее
с расчетной, можно судить о прочности сечения на действие поперечной
силы.5.	Примеры расчетаПри расчете наклонных сечений изгибаемых элементов могут встретиться следую¬
щие случаи:1)	при известных размерах сечения и марках бетона и стали определить площадь
сечения поперечных стержней (хомутов) в элементе, армированном сварными каркасами;2)	при известных размерах сечения, марках бетона и стали и расчетной эпюре
поперечных сил определить необходимые площади сечений хомутов и отогнутых стер-
*жней;3)	при известных размерах сечения элемента, марках бетона и стали, сечении
поперечных стержней (хомутов) на 1 пог. м проверить соответствие элемента заданной
pac4efHOfi поперечной силе, т. е. его прочность;4)	при армировании несущими сварными каркасами проверить принятые сечения
поперечных стержней каркаса: хомутов, стоек и раскосов.Пример V. 1, Дано: расчетная поперечная сила Q = 8 m; h = 45 см, Ъ = 15 см,
бетон марки 200; поперечные стержни . из стали марки Ст. 3 (m^maRR = 1 680 кг/см2);
коэффициент условий работы m = 1.Определить площадь сечения поперечных стержней.Вычисляем: А0 = 45— 3,5 = 41,5 см и проверяем условие (V. 31): mRpbhQ =
ай Ь6,4* 15*41,5 = 3 984 яг <8 ООО кг. т. е. требуется расчет поперечных стержней.По формуле (V. 25)\т)	8 ООО29х = 0,6i?„6A§ = 0,6-100-15-41,52 = 41,29 кг,пог' см-По формуле (V. 22а) й по данным приложения IV' Ях 41,29.100 „ в .=		Гб80 =2>46 см*/пог. м.Принимаем 2 0 б (Fa = 0,57 см2) через 20 см.Фактическая площадь сечения поперечных стержней0,57/х = -Q2 = 2,85 см2/пог. М.Наибольшее расстояние между поперечными стержнями0,lmRHbh% 0,1-ЫОО. 15-41,5*
и— q —	8 000	— 32,3 см;а = 20 см < и = 32,3 см.Пример V. 2. У средней опоры неразрезной балки, рассчитанной с учетом пласти¬
ческих деформаций, поперечная сила у грани опоры Qon = 11,1 г, длина участка
эпюры поперечных сил 300 см (рис. V. 16); размеры сечения балки: А = 45 см
и Ь —20 см; бетон марки 150; сталь отогнутых стержней и хомутов марки Ст. 3;
коэффициент условий работы т = 1.Подобрать: 1) необходимые сечения поперечной арматуры — хомутов и отогнутых
стержней; 2) сечение поперечных стержней при армировании балкй сварными каркасами.. ' Вычисляем: h0 — 45—3,5 = 41,5 см и проверяем условие (V. 31): mRpbh0 =
= 1 *5,2 «20 *41,5 = 4 316 /се < 11 100 кг, т. е. необходим расчет поперечной арматуры.
176Глава V. Расчет поперечной арматуры в изгибаемых элементахРис. V. 16Второй отгиб ставим (без рас¬
чета) так, чтобы нижняя точка
располагалась не ‘ближе к опоре,
чем точка пересечения эпюры Q с прямой Qx. б (рис./V. 8,6).При армировании той же балки плоскими сварными каркасами определим сечение
поперечных стержней.Усилие, воспринимаемое поперечными стержнями на 1 пог. см балки:
§ 22, Расчет поперечной арматуры по предельному состоянию	177Пример V. 4. Дано: размеры сечения балки h = 85 и 6 = 25 сл; эпюра расчет¬
ных поперечных сил и схема армирования балки пространственным сварным каркасомРис. V. 17из двух плоских каркасов (рис. V. 17); хомуты из стали марки Ст. 3 (mnmaRa =
= 1 680 кг/см2) раскосы и основные стойки каркаса из стали марки Ст. 5 (mHma#a =
= 1 920 кг/см2); коэффициент условий работы т = 1.Проверить прочность балки по наклонным сечениям, т. е. установить, достаточно ли
принятое сечение поперечных стержней?Определяем:h0 = 85 — 5 = 80 см;1	680» 2.0,785» 2
qx =	QQ	= 58,7 кг!пог. см;В = 0,15bhlRu = 0,15• 25• 802 • 100 = 2 400 000 кгсм — 24 тм;
Второе условиеО	В= 45 ООО < (Г Qx -f* sin атЕт&]%й -f- Fctlm^m&Ra + <foc + 7^ =*2	400 000*= (10,6 + 10,6) 0,645-1 920 + 6,28-1 920 + 58,7-90 + —2;^ ■ *= 56 940 кг.Проверяем наклонные сечения у точки 2:FСтв = 2-2,54 = 5,08 см2; F0a = 2-3,14 = 6,28 см*.Первое условие не проверяем, так как поперечная сила и сечение арматуры те же,
чтй и у точки /.Второе условие:45000 < (10,6 + 6,28) 0,645.1 920 + 5,08-1 920 + 58,7*90 +2400 000
+ —2Т96— = 49 /сг*Проверяем наклонные сечения у точки 3ГFCT# = 2 - 2,54 = 5,08 см2; F04 = 2 -1,54 = 3,08 см2.Первое условие не проверяем, так как и без учета арматуры2	400 000
22 500 <—go— = 26 700 кг.Второе условие2	400 00022 500 < (6,28 + 3,08) 0,645-1 920 + 5,08-1 920 + 58,7-90 + —2.gQ ‘ = 39 990 кг.178 . Глава V. Расчет поперечной арматуры в изгибаемых элементах
Г Л А В А VIЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫЕ И ЦЕНТРАЛЬНО РАСТЯНУТЫЕ
ЭЛЕМЕНТЫК центрально сжатым элементам относятся колонны и стойки. По
конструкции железобетонные колонны и стойки разделяются на три
основных типа: 1) колонны (стойки) с продольной арматурой и хомутами;2)	колонны с косвенной арматурой в виде спиралей или сварных колец
(«бетон в обойме») и 3) колонны с жесткой (несущей) арматурой.Выбор той или иной конструкции колонн находится в задней мости
от назначения здания, величины передаваемой на опоры нагрузки, увязки
с другими элементами сооружения, а также от производственных и архи;
тектурных требований.При одной и той же величине нагрузки колонны первого типа имеют
наибольшее поперечное сечение, последнего — наименьшее, а второго —
в этом отношении занимают среднее место.§ 23. КОЛОННЫ С ГИБКОЙ ПРОДОЛЬНОЙ АРМАТУРОЙ И ХОМУТАМИ1. Результаты опытовПри армировании бетонных призм продольными стержнями, свя>
занными между собой в поперечном направлении, величина разрушаю¬
щей нагрузки возрастает. Как показали опыты ЦНИПС, напряжения
в продольной арматуре к моменту разрушения иногда не достигают своего
предела текучести и особенно в тех случаях, когда этот предел высок.
Однако, когда стойка не нагружается слишком быстро, пластические
деформации бетона постепенно увеличиваются до такой величины, что
напряжения в арматуре достигают предела текучести. Такое состояние
не наступает мгновенно; требуется известный промежуток времени, исчи¬
сляемый минутами, часами и даже сутками. Чем выше марка бетона, тем
больше могут быть его предельные деформации и тем большие могут быть
обеспечены напряжения в арматуре. Поэтому, применяя для арматуры
сталь повышенного сопротивления, следует применять и бетон .более
высоких марок.Далее опыты показали,что сечение и густота раевтановки хомутов
также сказываются на величине разрушающей нагрузки, но вследствие
относительно небольшого влияния хомутов оно по нашим нормам, при
расчете не учитывается.	'Прочность железобетонной призмы при сжатии слагается из проч-
ности бетона и прочности продольных стержней арматуры, принимающих
на себя ?асть нагрузки.Роль хомутов сводится главным образом к предотвращению прежде¬
временного выпучивания продольных стержней; без хомутов продольные
стержни не моглй бы увеличить прочность бетонной призмы ввиду малого
сопротивдеуия этих стержней продольному изгибу.
180Глава VI. Центрально сжатые и центрально растянутые элементы-	Для надлежащей работы железобетонной колонны требуется, чтобы
продольные стержни были прямыми и чтобы они были связаны между
собой хомутами, поставленными на достаточно близких расстояниях.Продольная арматура, установленная в колонне, делает ее способ¬
ной сопротивляться и изгибу, что имеет большое значение, так как в про¬
мышленных и гражданских зданиях при жестком соединении прогонов
с|колоннами последние в большей или меньшей степени подвержены
изгибу.Опытным же путем были выяснены предельные расстояния межда
хомутами, а также и целесообразная форма последних, о чем будет ска¬
зало" ниже, при рассмотрении конструкций колонн.2.	Конструкции колоннПоперечное сечение железобетонных колонн (стоек, столбов) с про¬
дольной арматурой и хомутами обычно делается квадратным или прямо¬
угольным в целях упрощения устройства опалубки и удобства соединения
колонн с балками. Сборные колонны, изготовляемые в горизонтальном
положении,’бывают и других сечений: двутавровые, двухветвенные, полые
и другой экономически оправданной формы.Размеры сечений обычных колонн следует принимать кратными5	'СМ, т. е. 25, 30, 35, 40 сж и т. д.Арматура колонн (стоек) может быть вязанная из отдельных стержней
и в виде: сварного каркаса.Продольная арматура состоит обыкновенно из стержней периоди¬
ческого профиля или круглого сечения диаметром от 12 до 40 мм-, для
особо мощных колонн при марке бетона выше 200 могут применяться
стержни и больших диаметров. Стержни ставятся симметрично относи¬
тельно оси колонны.Диаметр и число стержней следует выбирать в зависимости от разме¬
ров поперечного сечения колонн, стремясь получить жесткий каркас
из меньшего количества стержней большого диаметра. В колоннах, у ко¬
торых меньшая сторона сечения превышает 25 см (рис. VI. 1-, а), диаметр
продольных стержней рекомендуется принимать не менее 16 мм.	’Расстояние^ между продольными стержнями (в свету) должно: быть
не менее 5 см, для того чтобы бетонная смесь могла свободно проходить
между стержнями. Для сборных колонн, бетонируемых в горизонтальном
положении, минимальное расстояние между стержнями принимается,
как для горизонтальных элементов (балок).Длина продольных стержней должна назначаться так, чтобы не тре¬
бовалось устройства стыков. В случае же устройства стыков внахлестку
(без сварки) длина перепуска назначается в соответствии с данными табл. 3.Продольные стержни располагают возможно ближе к-наружным
граням колонны, чтобы увеличить ее сопротивление изгибу от действия
возможной внецентренной нагрузки и случайных боковых сил. В то же
время для защиты арматуры от коррозии и действия высокой темпера¬
туры. при пожаре расстояние от стержней до наружных граней должно
быть как и для балок: не менее 2 см при диаметре продольной арматуры
до .20 мм; не менее 2,5 см при диаметре более 25 мм и не менее 3 см при
диаметре более 35 мм. Хомуты должны отстоять от поверхности бетона
не менее чем на 1,5 ок.Диаметр хомутов выбирается в зависимости от диаметра d продоль¬
ной арматуры и должен быть не менее 0,25 d и не менее 6 мм; диаметр
хомутов редко бывает больше 8 мм. При использовании холоднотянутой
проволоки диаметр хомутов может быть уменьшен на 15%, но принимается
не менее. 5 мм.
§ 23. Колонны с гибкой продольной арматурой и хомутами181Хомуты устраивают из отдельных отрезков круглой стали, сгибая
их по форме сечения колонны и охватывая ими все стержни.Хомуты должны плотно прилегать к продольной арматуре и свя¬
зываются с ней вязальной проволокой диаметром d > 1 мм. Хомуты,Рис. VI. 1. Конструкции колоннпоказанные на рис. VI. 1, а, применяются при ширине колонны b < 40 см
и числе продольных стержней с каждой стороны не боЛее четырех.Вместо армирования колонн отдельными стержнями, перевязанными
хомутами, рекомендуется применение плоских сварных ^ каркасов
(рис. VI. 1, б), объединяемых в пространственный каркас, путем приварки
(точечной сваркой) поперечных стержней к продольной арматуре. Число
продольнь& стержне'й в плоских каркасах принимается не более четырех.*	Пространственный каркас может быть также образован из двух
плоских каркасов путем дуговой сварки удлиненных и согнутых в виде
бузду П поперечных стержней диаметром не менее 8 мм (рис. VI. Г, в).
182 Глава VI: Центрально сжатые и центрально растянутые элементыНа современных крупных заводах железобетонных из'дёлий с кон¬
вейерным производством (например, на Люберецком заводе) для сборных
колонн сечением 30 X 30 и 30 X 40 см арматурные каркасы (рис. VI. 1, г)
изготовляются на особой машине-автомате (МК-251). Машина обеспе¬
чивает высокую производительность, выпуская 8—10 каркасов длиной
до 7 ж (на два этажа) в час.При размерах сечения колонн более 40 X 40 см, кроме основных
хомутов, идущих по периметру сечения, ставят еще дополнительные
хомуты (рис. VT. 1, д, е), предотвращающие выпучивание промежуточных
продольных стержней. Дополнительные хомуты обйчно ставятся в том
же количестве, как и основные. При этом хомуты должны быть сконструи¬
рованы так, чтобы продольные стержни по крайней мере через один рас¬
полагались в местах перегиба хомутов.Хомуты по рис. VI. 1, д по своей форме
меньше затрудняют бетонирование сверху, чем
хомуты по рис. VI. 1, е.Колонны двутаврового сечения (рис.
VIA, ж) армируются отдельными стержнями
и поперечными сварными хомутами, образую¬
щими пространственный каркас.Для использования прочности продольных
стержней при сжатии необходимо, чтобы рас¬
стояния между хомутами не превосходили не¬
которой предельной величины, проверенной
путем опыта и определяемой в нормах раз¬
ных стран не вполне одинаково.Согласно НиТУ 123-55, расстояние между хомутами должно быть
не больше меньшего размера поперечного сечения колонны и не
больше 15 диаметров продольных стержней при вязаных каркасах и не
больше 20 диаметров при сварных каркасах (рис. VI. 1, б). Этот наимень¬
ший размер определяется по линии, проходящей через центр тяжести
сечения. Кроме того, это расстояние не должно быть больше 40 см.В местах, где продольная арматура стыкуется внахлестку, без сварки,
хомуты ставятся не реже чем через 10d. Такое же расстояние принимается
при насыщении сечения арматурой, превышающем 3%, причем в этом
случае хомуты должны бть обязательно приварены.При переходе от колонны к фундаменту (бетонному или бутовому)
устраивается база (подколонник), имеющая обычно форму параллелепи¬
педа (рис. VI. 2); устройство подколонника преследует цель передать
фундаменту давление в пределах допускаемых для него напряжений.
Чаще фундаменты под монолитные и сборные колонны устраиваются
железобетонными — ступенчатой или пирамидальной формы х.У колонн, проходящих через несколько этажей здания, сечение
уменьшается кверху соответственно с уменьшением нагрузки. В жилых
зданиях рекомендуется сохранять одинаковые размеры сечения колонн
по всем этажам. При этом сборные колонны могут изготовляться высотой
в один или два этажа.В монолитных колоннах стыкование арматуры про¬
изводится путем отгибания продольных стержней внутрь (с уклоном
не круче 1 : 6) и пропускания в верхний этаж на величину 20—30 d,
причем при гладких стержнях концы их должны заканчиваться крюками
(рис. VI. 3, внизу). В колоннах большого сечения с'числом продольных
стержней более 4 достаточно пропустить вверх только часть стержней,ШшРис. VI. 2. Подколонник1	Конструкцию этих фундаментов и сопряжение их с колоннами см. в главе XIV.
§ 23. Колонны с гибкой продольной арматурой и хомутами183а другую закончить ниже плиты перекрытия (по расчету). Стыки стержней
обычно обвязываются проволокой.Как правило, стыки стержней следует устраивать в местах изменения
сечения бетона, т. е. в уровне перекрытий.Сопряжение колонн по высоте может выполняться также посредством
добавочных коротышей (рйс. VI. 3, вверху). Преимущество этого способа—
в возможности более точной установки *
коротышей, тогда как изогнутые стержни
ifpH бетонировании легко могут быть сби¬
ты; недостаток — несколько больший рас¬
ход стали.При сборных колоннах стыкование
обычно производится через этаж (в жи¬
лых зданиях).Наиболее распространенными стыка¬
ми являются: шарнирный и со стальны¬
ми оголовниками и центрирующей про¬
кладкой. В первых передача усилий про¬
исходит непосредственно через бетон, во
вторых — частично через бетон, а ча¬
стично через закладные детали.В. шарнирном стыке колонн со сфе¬
рической поверхностью (рис. VI. 4, а)
для обеспечения центрированной передачи
усилий радиус кривизны вогнутой по¬
верхности берется на 5—8% больше ра¬
диуса кривизны выпуклой поверхности;
величина радиуса принимается равной
1,25—1,5 большего измерения сечения
колонны. При этом стыке исключается
возможность возникновения значитель¬
ных эксцентриситетов, а следовательно, и
появления в колоннах изгибающих мо:
ментов.В стыке с центрирующей прокладкой (рис. VI. 4, б) оголовник ко¬
лонны может быть изготовлен штампованным из листовой стали или
из уголковой .стали. Размеры сторон центрирующей стальной прокладки
составляют около 1/3 размера поперечного сечения колонны при толщине
в 3 мм. Шов между торцовыми листами зачеканивается жестким цемент:
ным раствором, а листы завариваются по контуру.В обоих стыках концы колонн у стыка армируются несколькими
рядами горизонтальных сварных сеток, расположенными на участках
длиной не менее 12 диаметров продольной арматуры. Этиг сетки рекомен¬
дуется сваривать или связывать в один пространственный блок при посред¬
стве двух вертикальных сеток х. Концы продольной арматуры колонны
должны проходить внутри внешнего контура горизонтальных сеток,
для чего крайние поперечные стержни каркасов рекомендуется привари¬
вать на расстоянии 20—40 см от конца каркасов.Для защиты от коррозии и огня стальные закладные детали должны
покрываться цементным раствором по сетке.1 Инструкция по применению сварных каркасов и сварных сеток в железобетонныхконструкциях (И 122-56), Госстройиздат, 1957.Рис. VI. 3. Монолитная колонна
многоэтажного здания
184 Г леща VI. Центрально сжатые и центрально растянутые элементыРассмотренные стыки (сечением до 40 X 40 см), чаще со смешанной
передачей усилий, применяются преимущественно в жилищно-граждан¬
ском строительстве; в промышленном строительстве находит применение
еще третий тип стыка с вертикальными накладками (см. главы XVII
и XVIII) и плоскими оголовниками.Основным недостатком стыков со смешанной передачей усилий (вто¬
рой и третий типы) является пока значительный расход металла на их
осуществление; преимущество же их — в возможности применения в лю¬
бое время года.Рис. VI. 4. Стыки сборных колонна — шарнирный стык со сферическими поверхностями; б— стык с центрирующей прокладкой;
/ — горизонтальные сварные сетки; 2 — соединительные сетки; 3 — поперечные стержни каркаса
колонны; 4 — закладная деталь стыка; 5 — стержни периодического профиля диаметром d — dxВ колоннах квадратного и прямоугольного сечения иногда их углы
предохраняют от повреждений металлическими уголками (в промышлен:
ных и складских зданиях) или дубовыми накладками.. Можно указать еще на конструкцию с б о р н о-м онолитных
колонн (рис. VI. 5, а), нашедших применение в зарубежной практике
(Дания). Колонна (многоэтажная) образуется из двух сборных железо¬
бетонных элементов (досок) с выпущенными внутрь хомутами (в шахмат-;
ном порядке). Монтаж такой колонны выполняется без применения лесов,
при помощи переносного крана и зажимных стальных (рис. VI. 5, б)
или- деревянных рамок. После установки сборных элементов корытообраз¬
ного сечения главной балки и второстепенных балок внутреннюю полость
колонны заполняют бетонной смесью, для чего с двух других сторон
§ 23. Колонны с гибкой продольной арматурой и хомутами185колонны ставят инвентарные стальные или деревянные щиты. Колонны
подобной системы были применены при возведении 12-этажного дома
со сборными стеновыми
панелями.	а) ^3.	Расчет колонна)	Основная расчетная
формулаНесущую способ¬
ность (прочность) ко¬
лонны определяют,
исходя из полного
использования сопроти¬
вления бетонной приз¬
мы и продольной арма¬
туры, т. е.N < т (RnpF6 ++ matf/a), (VI. 1)где N— расчетная про¬
дольная сила
от норматив¬
ных нагрузок
с учетом коэф¬
фициентов пе¬
регрузки;/?при/?а—расчетные со¬
противления
бетона и про¬
дольной арма¬
туры.Коэффициенты
условий работы кон¬
струкции т и армату¬
ры та часто принимают¬
ся равными единице, и
в этом случае формула
имеет вид:N < Rnfb ++ /?.Fa. (VI. la)Рис. VI. 5. Сборно-монолитная колонна ...а — общий вид узла в уровне перекрытия; 6 — установка сбор¬
ных элементов колонны; 1 — сборные элементы колонны; 2 — вы¬
ступающие хомуты; 3 — стыковая арматура: 4— сборный элемент
обвязочной балки; б — сборные элементы перекрытия; 6 — вы¬
пуски арматуры
186 Глава VI. Центрально сжатые и центрально растянутые элементыВ этом случае расчетная формула примет вид:N < т [Япр (Fб — FJ + mai?aFJ == т [RnA + (ma#a — #пр) FJ.	(VI. 16)Обычно процентное содержание арматуры в колоннах принимается
в пределах 0,5—2% и. редко больше. При ограниченных габаритах сече¬
ний следует переходить на бетон более высоких марок.б)	Учет гибкостиПродольный изгиб при расчете сжатых железобетонных элементов
не учитывается, когда их гибкость X., т. е. отношение расчетной длины /0
к минимальному радиусу инерции г сечения не превышает 50, т. е. X == -^- < 50. Этому соответствуют условия:при прямоугольном сечении<14;при круглом или многоугольном сеченииА <12.При гибкости элемента, превышающей указанную, несущая способ¬
ность его снижается умножением на коэффициент продольного изгиба <р,N < т<р Ща/6 + та/?/а)	(VI. 2)В табл. 14 приведены значения коэффициента <р в зависимости от
отношений IJb, IJd и IJr.Таблица 14Коэффициент продольного изгиба <р для железобетонных колонн1о/Ь141618202224262830IJd12,113,915,617,319,120,822,524,326loir5055,462,26976839097104?10,880,80,730,670,620,570,53. 0,5Что касается расчетной длины /0, то она зависит от степени защем¬
ления и подвижности концов элемента; ее рекомендуется принимать:а)	при полном закреплении обоих концов 10 = 0,5/;б)	при полном закреплении одного конца и шарнирно-неподвижном
закреплении другого /0 = 0,7/;в)	при шарнирно-неподвижном закреплении обоих концов l0 — I;г)	при одном неподвижно закрепленном и одном свободном конце/о = 2 /;д)	в остальных случаях — в зависимости от действительных условий
закрепления концов.
§ 23; Колонны с гибкой продольной арматурой и хомутами187Колонны с отношением'-^ > 30 й > 25 применять не рекомен¬
дуется. Также не следует применять для несущих элементов размеры
сечения менее 25 X 25 см.При расчете колонн встречаются два рода задач: подбор сечений
и проверка прочности.в)	Подбор сеченийДля определения размеров сечения колрнны и арматуры задаютсяFкоэффициентом армирования р = .Тогда из формулы (VI. 2) имеем:N = гпфрб (Rnp + та#а) = m<fF6 (Rnp -f [ima/?a), (VI. 3)откуда при любой форме сеченияF.	N	fVI 4}e“ т? (Rnp + №«,) *	V ‘ 1При квадратной колонне сторона ее сечения
Ъ =	N	1У m<f (^np + fWZa^a) *Площадь сечения продольной арматуры при известном рF.=V^6.	(VI. 5)При заданном сечении колонны подбор арматуры производится по
формулеПодбор сечений с учетом продольного изгиба может быть произведен
путем последовательного приближения.г)	Проверка прочностиПроверка ~ прочности сводится к сравнению величины предельной
несущей способности с расчетным усилием, вычисленным по расчетным
нагрузкам, т. е. производится по основной формуле (VI. 2).4.	Примеры расчетаПри расчете колонн с продольной арматурой и обычными хомутами могут быть
следующие случаи:1)	известны коэффициент армирования и марки бетона и стали, определить не¬
обходимое сечение бетона;2)	известны размеры сечения и марки бетона и стали, определить необходимое
сечение арматуры;	#3)	известны размеры сечения, арматура и марки бетона и стали, произвести про¬
верку прочности сечения.Пример VI. 1. Дано: на сборную колонну с площади 6 X 6 ж передаются нагрузка
от собственного веса перекрытия 300 кг/м2 (коэффициент перегрузки п = 1,1) ‘и полезная
нагрузка 600 кг/мг (коэффициент перегрузки п = 1,2); расчетная нагрузка от вышеле-
. жащих этажей 75 гщ высота колонны (этажа) Н = 6 м\ бетон марки 200; арматура из
стали периодического профиля, марки Ст. 5; коэффициент условий работы т за 1,Подобрать сечение колонны.Расчетное сжимающее усилие в колоннеN в 300*6*6-1,1 600<6<6<1,2 + 75 000 = 112 800 к$ = 112,8 т.
1*88 Глава УI. Центрально сжатые и центрально растянутые элементы112 800F$ — "o"g4 (80 24) = * см2 ^ см2 = * см2*Оставляя сечение колонны 35 X 35 ли, принимаем fi = 1,25%;' тогда по
формуле (VI. 3)// = cpF6 (ЯПр + f*£a) = 0,84-1 225 (80 + 0,0125-2 400) = 113,2уя,что близко к нагрузке 112,8 т.Площадь сечения арматуры.Fa = 0,0125-352 = 15,31 см2.Принимаем 4 0 22 П (Fa = 15,2 см2).Хомуты из Ст. 3 диаметром 6 мм через 25 см, что меньше 15-22 = 330 мм.Пример VI. 2. Дано: расчетное усилие N — 320 /п; сечение колонны 40 х 50 см:
расчетная длина /0 = 5 м; бетон марки 300; арматура из стали периодического профиля
марки Ст. 5; коэффициент условий работы m= 1.Подобрать арматуру.L 500Отношение -у = = 12,5 < 14; коэффициент <р = 1.По формуле (VI. 6)mj — Ra РРб 320 000— 130-50-40 'F*= maRa 		2400	=25 ™2-Принимаем 4 0 22 П + 4 0 18 П (Fa = 25,37 см)2.Хомуты основные и дополнительные диаметром 6 мм, через 25 см, 'Пример VI. 3. По данным примера VI. 1 и площади сечения арматуры Fa = 15,2 см2
(4 0 22П) произвести поверку сечения колонны. Из формулы (VI. 2)N = mcp (RnpF6 + /ЯаЯа^а) = 0,84 (80-352 + 2 400-15,2) = 113,2 т < 112,8 т.Расчетное усилие 112,8 т соответствует заданным, размерам сечения колонны и ее
арматуры.§ 24. КОЛОННЫ С КОСВЕННОЙ (ВИНТОВОЙ) АРМАТУРОЙ1.	Результаты опытовВ 1902 г. французский инженер Консидер предложил для повышения0
сопротивления бетона сжатию спиральную (вернее винтовую) арматуру;
эта конструкция известна также под названием «бетон в Ьбойме».Разрушение призматических каменных цли бетонных образцов под
действием осевой нагрузки обусловлено поперечными удлинениями
(см. § 1, п. 2), предельные значения которых весьма малы. Как показали
опыты, противодействуя поперечному расширению сжатого хрупкого
материала посредством всестороннего поперечного сжатия, можно зна¬
чительно увеличить сопротивление образца действию продольных сил.
§ 24. Колонны с косвенной (винтовой) арматурой189Для подтверждения этого важного механического свойства* каменных
и вообще хрупких материалов Карман (Германия) производил опыты
(в 1914 г.) с цилиндрическими образцами из мрамора и известняка, кото¬
рые подвергались боковому гидравлическому давлению, достигавшему
сотен атмосфёр. Действительно, в опытах было достигнуто весьма боль¬
шое сопротивление образцов продольному сжатию. При этом после уда¬
ления бокового гидравлического давления и осевой нагрузки образцы
впоследствии могли выдержать нагрузку, превышающую нормальную.
Это указывает на то, что большие деформации каменного или бетонного
образца при всестороннем сжатии (достигающие 15% и больше) являются
пластическими и что осевая нагрузка привела к уплотнению хрупкого
материала.В 1927—1928 гг. более обширные опыты (в Цюрихе) с применением
еще больших гидравлических давлений полностью подтвердили резуль¬
таты ранее проведенных испытаний.Относительно указанного свойства каменных материалов значительро
раньше (в 1878 г.) швейцарским геологом Альбертом Геймом было отмечено,
что горные породы на больших глубинах под влиянием всестороннего
сжатия подвергаются значительным пластическим деформациям; этим
объясняются складки и изгибы, наблюдаемые в напластованиях горных
пород.Консидер дал этим принципам практическое применение в железо¬
бетоне, предложив обмотку в виде металлической спирали, которая при
продольном сжатии колонны оказывает сопротивление ее поперечному
расширению.f! 1 'Многочисленные опыты, проведенные у нас и за рубежом, подтвер¬
дили, что спиральная обойма значительно повышает сопротивление ко¬
лонны, примерно в 2,4 раза больше,, чем продольная арматура такого
же объема или веса.	■ ..Разрушение стоек из бетона в обойме происходит не вследствие появ¬
ления косых или вертикальных трещин, а- в результате раздавливания
бетона после заметного-увеличения поперечного сечения стойки и значи¬
тельного продольного укорочения.Чем сильнее спиральная обмотка и чем выше ее предел текучести,
тем больше пластические укорочения и разрушающая нагрузка на колонну.
Пластические й упругие деформации достигали в опытах 30 мм/м, т. е.
оказались в 20 раз больше предельных относительных укорочений образ¬
цов из обыкновенного бетона (см. § 1, п. 7).Как показали опыты, после откалывания наружного защитного
слоя, прикрывающего спираль, монолитность структуры бетона, заклю¬
ченного в обойму, не нарушается, и он оказывает возрастающее сопротив¬
ление при увеличении нагрузки, пока в обойме не будет достигнут предел
текучести.На этом; - основании при определении разрушающей нагрузки на
колонну со спиральной арматурой за рабочее сечение бетона принимается
только сечение ядра, заключенное внутри спирали.Аналогичное действие оказывает и косвенная арматура, состоящая
из . отдельных часто расположенных сварных колец.2.	Конструкции колоннГлавным преимуществом колонн со спиральной арматурой по срав¬
нению с обыкновенной является их меньшее поперечное сечение при одной
и той же нагрузке. Эти колонны сообразно с круговой формой спираль-'
найг арматуры обыкновенно имеют поперечное сечение в виде правиль-
190 Глава VI. Центрально сжатые и центрально растянутые элементыного многоугольника (шести-или восьмиугольника) или круга только
в исключительных случаях в виде прямоугольника.Спиральная арматура, круговая в плане, располагается вдоль колонны
по винтовой линии, охватывая с внешней стороны продольные стержни
(рис. VI. 6), Снаружи спиральная обмотка должна быть прикрыта слоем
бетона не тоньше 1,5 см.Для спирали применяется круглая сталь диаметром 6—16 мм. Слиш¬
ком тонкую проволоку не следует применять для спирали, так как онаможет врезаться в бетон и этим будет
ослаблено ее влияние как обоймы.Расстояние между витками (шаг спи¬
рали) берется не более V5 диаметра бе¬
тонного ядра, охваченного спиралью, и
в то же время не более 8 см\ наи¬
меньшая величина промежутка между
витками (в свету), при котором воз¬
можно беспрепятственное бетонирова¬
ние, — 3 см.Площадь сечения ядра обычно со*
ставляет около 2/3 всего сечения ко?
лонны.Продольная арматура колонн обыкно¬
венно состоит из 6—8 стержней, редко
больше (при очень больших сечениях);
расстояние между стержнями по окруж¬
ности 12—15 см. Площадь сечения про¬
дольной арматуры должна составлять не
менее 0,5% площади сечения ядра колон¬
ны. В сумме сечение продольной и приве¬
денное сечение спиральной арматуры 1 не
должно быть меньше 1,5% площади ядра. Для большей эффективности
спиральной арматуры следует применять сталь повышенной проч¬
ности.Согласно НиТУ 123-55 (п. 1636), приведенное сечение спиральной
арматуры, если она учитывается в расчете, должно составлять не менее 25%
площади сечения продольной арматуры.В колоннах со спиральной арматурой влияние продольного изгиба
заметно сказывается^уже при отношении длины к толщине около 12, что
объясняется большой нагрузкой и формой сечения этих колонн. Поэтому
при большой высоте помещения и сравнительно небольшой нагрузке
предпочтительнее обыкновенные квадратные колонны, так как они имеют
большую площадь поперечного сечения и больший момент инерции.Вообще если нет необходимости стремиться к особенному умень¬
шению размеров сечения колонны, то следует применять более простые
в производстве колонны с обыкновенной арматурой, прибегая в необхо¬
димых случаях к использованию бетона повышенных марок. Поэтому
колонны с косвенной арматурой рекомендуются в тех случаях, когда
по строительным или архитектурным соображениям требуется минималь¬
ное сечение (восьмиугольное или круглое) и в то же время колонна должна
нести большую нагрузку.В местах сопряжений с прогонами и балками для увеличения опор¬
ной площади и для упрощения опалубки оголовки многоугольных и круг-:
лых колонн обычно делают квадратного сечения.1	Получаемое делением объема металла в одном витке на шаг спирали.Рис. VI. 6. Спиральная арматура
колонны
§ 24. Колонны с косвенной (винтовой) арматурой1913.	Расчет колонна)	Основные формулыНа основании опытов над колоннами со спиральной арматурой устэ*
новлено, что несущая способность этих колонн складывается из несущей
способности трех элементов: бетона, заключенного в обойму (ядра), про¬
дольной арматуры' и спиральной арматуры.В соответствии с этим для расчета колонн с косвенной арматуройИ виде спиралей или сварных колец при отношении < 12 принятаформула, основанная на принципе сложения несущих способностей бетона
и арматуры:N<m[£npFa +m##aFa + 2,5ma£a.cFcn],	(VI. 7)где — площадь сечения ядра элемента (внутри спирали);2,5 — коэффициент эффективности спирали;R. с — расчетное сопротивление стержня спирали;
гсп — площадь приведенного сечения спирали (приведенного к про¬
дольной арматуре, имеющей объем, одинаковый с объемом
спирали), получаемая делением объема одного витка спирали
на ее шаг и выражаемая формулой:Fcn=^,	(VI. 8)dg — диаметр ядра элемента (в обойме);/сп — площадь поперечного сечения стержня спирали;
s — шаг спирали.Как показывают испытания ЦНИПС, формула (VI. 7) дает резуль¬
таты, близко совпадающие с величиной фактической разрушающей на¬
грузки.При отношении -jj- > 12 влияние косвенной арматуры не учитываетсяи расчет производится как для колонн с обыкновенным^ хомутами.По НиТУ 123-55 величина предельного усилия для элемента с кос¬
венной арматурой не должна превышать полуторного значения предель¬
ного усилия для элемента того же сечения с обыкновенными хомутами:N = *пр.(*г+ |^а+ 2,5УСП) = Япр^прив <	(VI. 7а)щеF	F J- F 4-	с F'прив * я ПГ р •* а ^ я	СпЛ	^пр	АцрF — F 4- Fприв б Т ^пр 1ИЛИ^рив<1,5^рив.	(VI. 9)При выполнении этого требования не должно происходить прежде¬
временного откалывания защитного слоя.При расчете колонн со спиральной арматурой диаметром менее
30 см вводится коэффициент условий работы m — 0,8.Если,, при наличии косвенного армирования предельное усилие ока¬
зывается меньше, чем без него, расчет ведется по формуле (VI. 2), как
для обыкновенной колонны.
192 Глава VI. Центрально сжатые и центрально растянутые элементыб)	Подбор сечений
При подборе сечения задаются коэффициентами армирования: для
продольной арматуры = -С2- и для спиральной арматуры ц' == С21;Я	Язатем находят Fa, преобразуя формулу (VI. 7):N < mFs (/?пр +	== mF% (Rnp + v-maRa + 2,5^'matf^ = mFaR'npilB, (VI. 76)откудая_^;Р„в“4и диаметр ядра сечения“ l/-?— = J'128 V7--	Ю)|/ т,с^привСечение продольной арматуры= Л	(VI. 11)Приведенное сечение спиральной арматуры^сп=^я.	(VI.12)Площадь поперечного сечения спирали при заданном шаге находят
по формуле (VI. 8):=	(VI-13)При заданном диаметре спирали dcn из формулы (VI. 13) легко опре?
деляется необходимый шаг спирали:„	 fcnvdg	F *Г СПкоторый должен быть менее ~ и менее 8 см.Очевидно, что чем сильнее арматура, тем меньше будет диаметр
ядра d„, а следовательно, и сечение колонны.При подборе арматуры следует соблюдать указанные выше, в п. 2,
конструктивные условия, а также условие (VI. 9).Так как в колоннах поперечная арматура используется более эко¬
номично, чем продольная, то для обычных случаев ставился относительно
слабая продольная арматура (0,8—1,2%), но не менёе 0,5% от ядра сече¬
ния. В тех же случаях, когда колонна работает на изгиб (например, в кон¬
струкциях с безбалочными перекрытиями), ставится более сильная про¬
дольная арматура (до 3%); в исключительных случаях содержание этой
арматуры может достигнуть 8% (как допускают некоторые зарубежные
нормы). Спиральная арматура редко применяется в количестве, меньщеда0,8—1% (и не менее 25% от сечения продольной арматуры) и большей
2,5—3%. Последний предел получается из условия, что спираль из стерж¬
ней диаметром более 16 мм при минимальном допускаемом шаге, s = 4,5 сц
трудно выполнима.
§ 25. Колонны с жесткой (несущей) арматурой193в)	Проверка прочностиЭта проверка сводится к сопоставлению предельной несущей способ-
!нрсти элемента с расчетным усилием, т. е. производится по основной фор:
муле (VI. 7).Пример VI. 4. Дано: расчетная нагрузка 225 т\ бетон марки 200; арматура из
стали марки Ст. 3; коэффициент условий работы т = 1.Требуется подобрать сечение колонны и арматуры.Принимаем содержание продольной арматуры jx°/0=l % и .спиральной fx'°/0= 1,5%.По формуле (VI. 76)Al^mF* (Rnp + V-Ra + 2,5[х'Яа. с) = mF^ (80 + 0,01 -2 100 + 2,5-0,015*2 100) = 179,75/^я,
откуда225000		Fa = -179- ?5- = 1 252 см? и da = 1,128 Vl 252 = 40 см;D = 40 + 1 + 2-2 = 45 см;
рл = = 0,01 • 1 252 = 12.52 сл2;принимаем 8 0 14 (Fa = 12,30 см2)\Fcu = ti'Fa = 0,015* 1 252 = 18,78 см2.Назначаем шаг спирали s = 5 см, тогдаf	18,78.5	.fen- 4 — пйя ~ 3,14-40 -°>75 си >принимаем dzn = 10 мм (Jai — 0,79 см2).§ 25. КОЛОННЫ С ЖЕСТКОЙ (НЕСУЩЕЙ) АРМАТУРОЙ1.	Результаты опытовПри возведении многоэтажных (высотных) зданий каркасного типа
широкое применение нашли колонны с жесткой арматурой. В простейшем
виде эти колонны состоят из двутавров, швеллеров или других профилей,
связанных планками и обетонированных.Для выяснения характера работы колонн с жесткой арматурой у нас
(ЦНЙПС, Институт строительной техники б. Академии архитектуры
и др;) и за рубежом (Германия, Австрия, США и др.) был проведен ряд
опытных исследований.\ Прежде всего эти опыты показали, что совместность работы жесткой
арматуры и бетона при наличии хомутов или спиральной обмотки может
быть обеспечена до момента разрушения конструкции.По деформациям в процессе испытаний определялось распределение
усилий между сталью и бетоном. Так, по некоторым из опытой (Мемлер,
Германия ) на сталь приходилось от 54 до 64% нагрузки и соответственно
на бетон 46—36%, а с увеличением нагрузки доля участия-в работе стали
возрастала примерно до 67—75%. При этом к моменту разрушения бетона
в' силу его. значительных пластических деформаций жесткая арматура
достигала предела текучести.Поэтому в основу при расчете колонн с жесткой арматурой- может
быть также положен принцип сложения прочностей (несущих способ¬
ностей) стали и бетона.Правильность этого положения подтверждается опытами, проведен^
ныдаи при разных процентах армирования (от 3 до 20%) и при разных
марках бетона и 'стали; при определении несущей способности следует
вводить в формулу призменную прочность бетона Rn?.
194Глава VI. Центрально сжатые и центрально растянутые элементы2.	Конструкции колоннВыбор сечения жесткой арматуры колонн должен ~ производиться
в соответствии с расчетными усилиями с учетом удобств ее^сопряжения
с арматурой балок и условий бетонирования. Арматура должна 'распола¬
гаться симметрично относительно плоскости действия нагрузки. • •Можно указать следующие типы сечений жесткой арматуры из про¬
фильного проката. Для легких колонн арматура может состоять из одного
двутавра (рис. VI. 7, а) или двух швеллеров (рис. VI. 7, б). В более тяже¬
лых колоннах арматура может состоять из двух двутавров (рис. VI. 7, в)или двух швеллеров (рис. VI. 7, г), расположенных на некотором расстоя¬
нии друг от друга и соединенных планками или решеткой из круглых
стержней. Такая арматура обладает большой жесткостью; кроме того,
наличие зазора между профилями облегчает пропуск арматуры балок
(одного направления).При сооружении высотных зданий для восприятия больших нагру¬
зок применялись колонны, армированные широкополочным '(сварным)
двутавровым профилем (рис. VI. 7, д) и крестовым (сварным) профилем
(рис. VI. 7, е), для которого характерно равенство моментов инерциц
относительно обеих центральных осей и удобство бетонирования.Жесткая арматура (двутавры) применяется и в колоннах со спи¬
ральной обоймой (рис. VI. 7, ж).	""Хомуты в элементах с жесткой арматурой устанавливаются, как
и при гибкой арматуре, по периметру сечения, с защитным слоем 1,5—2	см\ диаметр хомутов б—8 мм при шаге 15—25 см, но не более 15d стерж¬
ней продольной арматуры. В местах, где круглая арматура стыкуется
внахлестку, шаг хомутов должен быть не более 10d.По углам сечения колонн с жесткой арматурой для крепления хому¬
тов устанавливаются монтажные стержни диаметром не менее 12'мм
или расчетные стержни дополнительной гибкой арматуры. •Хомуты можно заменить сварной сеткой из стержней диаметром
4—5 мм. Сетка сгибается по форме сечения колонны и надевается на про¬
дольную арматуру.Толщина защитного слоя при арматуре из крупных профилей, счи¬
тая от граней колонны до стенок и полок профилей арматуры, прини¬
мается не менее 5 см (рис. VI. 7, в, г,). Такое увеличение толщины защит¬
ного слоя по сравнению с обычными колоннами вызывается худшимиРис. VI. 7. Сечения колонн с жесткой арматурой
§ 25. Колонны с жесткой (несущей) арматурой195условиями, в которых находится жесткая арматура в отношении нагрева
при пожаре и удобств бетонирования.Расстояние от грани колонны до ребра жесткого профиля должно
быть не менее обычных 2,5 см, зазор между краями полок профилей —
не менее 5 см, а расстояние между стенками двух швеллеров — не менее
8 см.Целесообразными для армирования колонн оказались простран¬
ственные сварные каркасы, в которых основные стержни (стойки) могут
быть из уголковой или из
круглой стали; последнее
удобнее при укладке бетона.На рис. VI. 8 показано
несколько видов таких кар¬
касов: из четырех уголков
(рис. VI. 8, а); из четырех
плоских каркасов, сваренных
из стержней периодического
или круглого профиля (рис.VI. 8, б); то же, но со змей¬
ками и распорками (рис.VI. 8, в).3.	Расчет колонн с жесткой
и комбинированной
арматуройЦентрально сжатые эле¬
менты с жесткой и комбини¬
рованной (жесткой и гибкой)
арматурой при обычных хо¬
мутах рассчитывают в соотт
ветствии с данными опытов,
исходя из принципа сложения прочностей бетона и арматуры и с учетом
уменьшения сечения бетона в связи со значительным процентом армиро¬
вания. Расчетная формула имеет вид, подобный приведенной выше
формуле (VI. 1):JV < т? [Яп/б + (maRa - Rnp) (/Y ж + Fa)].	(VI. 14)Расчет колонн с жесткой арматурой и круглой спиральной обой¬
мой ^при < 12^ производится по формуле, составленной также по
принципу сложения прочностей арматуры и бетона:N<m[RnpF„ +(maRa — Rnp)(FaiK + Fa) + 2,5maRa.cFcn1, (VI. 15)гдеР 	СП	s *В последнем члене формулы (VI. 15) Ra с беретйя полностью (без
вычета /?пр), так как место, занимаемое спиралью, из площади сечения
колонны не может вычитаться.При-^- > 12 влияние спиральной арматуры не учитывается и расчетпроизводится, как при обычных хомутах, т. е. по формуле (VI. 14).' В колоннах с жесткой арматурой содержание ее обычно колеблется
в пределах 3—8% и не должно превышать 15% суммарной площади сече?
ния жесткой и гибкой продольной арматуры.Рис. VI. 8. Схемы несущих пространственных кар¬
касов колонн
196 Глава VI. Центрально сжатые и центрально растянутые элементы'При содержании арматуры более 15% возникает возможность раннего
отслоения бетона от арматуры; такие колонны „следует рассчитывать,
как стальные, рассматривая бетон лишь как защитную оболочку.§ 26. ЦЕНТРАЛЬНО РАСТЯНУТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ1.	Два вида центрально растянутых элементовК центрально растянутым элементам железобетонных конструкций
относятся затяжки (в рамах, сводах, арках), разного рода подвески,
растянутые стержни решетчатых ферм, трубы с внутренним давлением,
цилиндрические резервуары, газгольдеры и др.В одних элементах, таких, как затяжки, подвески, нижний пояс
ферм и др., бетон служит лишь как оболочка для защиты арматуры от
коррозии и огня, поэтому в нем могут быть дрпущены волосные трещины.
При этом арматура должна быть надежно закреплена в бетоне при помощи
крюков или анкеров, а стыки арматуры должны быть также прочны,
как и в металлических конструкциях, что может быть достигнуто сваркой
или применением стяжных муфт. Для предотвращения появления про¬
дольных трещин в таких элементах бетон нередко снабжается хомутами
или спиральной обмоткой.В других элементах, таких, как напорные трубы, резервуары, газ¬
гольдеры и др., трещины в бетоне недопустимы; в них также арматура
должна принимать на себя все растягивающие усилия.2.	Расчет по несущей способности (прочности)При расчете центрально растянутых элементов обоих видов прини¬
мается, что в предельном состоянии все усилие воспринимается арматурой.
Следовательно, при сечении арматуры Fa и расчетном сопротивлении
арматуры Ra расчетная формула будет иметь видN < mma/?aFa.	(VI. 16)Наоборот, при известной расчетной растягивающей силе N сечение
арматуры•F* = ^k-	(«ледКоэффициенты m и тл назначаются по НиТУ 123-55; оба коэффи¬
циента обычно равны единице.Центрально растянутые элементы, в которых трещины недопустимы,
обычно работают на усилие от давления жидкости; коэффициент перегрузки
при гидростатическом давлении установлен 1,1. Коэффициент перегрузки
для собственного веса также равен 1,1. Поэтому при расчете подобных
центрально растянутых элементов средний коэффициент перегрузки
может быть взят равным л = 1,1, а расчетная нагрузкаN=l,lN*.	(VI. 166)Растянутые элементы, в которых недопустимо появление трещин,
обязательно должны быть рассчитаны на образование трещин по методу,
изложенному в главе X.
ГЛАВА VIIЙНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫЕ И ВНЕЦЕНТРЕННО РАСТЯНУТЫЕЭЛЕМЕНТЫА. ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ§ 27. ВИДЫ ЭЛЕМЕНТОВ, ПОДВЕРЖЕННЫХ ВНЕЦЕНТРЕННОМУ СЖАТИЮВнецентренно сжатые элементы широко распространены в промыш-;
ленном и гражданском строительстве.К таким элементам прежде всего относятся железобетонные стойки
(колонны) — крайние и средние — одноэтажных промышленных зданий
(рис. VII. 1). Крайние стойки принимают на себя вертикальные нагрузки
от покрытия, крана и давления ветра на стену, а средние (симметричнее
или несимметричные) несут нагрузки от кранов и покрытия.Те и другие стойки рекомендуется выполнять сборными и только
в исключительных случаях (при небольшом числе стоек, отсутствии
на стройке необходимого крана и т. п.) — монолитными. Сечение сборных
Ьтоек обычно прямоугольное, но при большой высоте выгодными являются
двутавровые и двухветвенные (спаренные) стойки (рис. VII. 2). Последние
состоят из двух ветвей, соединенных распорками. Они несколько эко¬
номичнее стоек сплошного сечения по расходу материалов, потому что
нагрузка от подкрановых балок обычно передается центрально по оси
каждой ветви. К недостаткам их относятся — несколько большая стой:
тйость опалубки и большая сложность бетонирования.Внецентренно сжатыми элементами являются также стойки (а иногда
и ригели) каркасов многоэтажных и одноэтажных зданий (рис. VII. 3, а
и б). Эти элементы чаще всего бывают прямоугольного или таврового
сечения. Сечения арок и сводов (рис. VII. 3, в) тоже работают на изгиб
и продольную силу. Можно указать еще на стенки тоннелей, подземных
коллекторов (рис. VII. 3, г) и многие другие элементы.В с<)ответствии с возникающими в элементах этих конструкций уси¬
лиями {М, N и Q) подбирают сечения и располагают арматуру.Прямоугольное сечение отдельных стоек, элементов рам, арок и др.
обычно принимается с отношением сторон от 1,5 до 3, с большей стороной
в направлении действия момента. При этом высота прямоугольных
сечений при размере до 80 см принимается кратной 5 см, а при размере
более 80 см — кратной 10 см; ширина сечений принимается крат¬
ной 5 см.Рабочая арматура располагается по коротким сторонам сечения
(рис. VII. 4, а). -Как и в колоннах с центральной нагрузкой, рабочие
стержни следует выбирать преимущественно крупных диаметров и с та¬
ким расчетом, чтобы расстояние в свету между стержнями были не менее
5 см для свободного прохода бетонной смеси.По Длинным сторонам сечения, если не предусматривается рабочая
арматура, ставится конструктивная арматура диаметром не менее 16 мм
и не реже чем' через 50 см.
198 ' Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыРис. VII. 1. Поперечный разрез одноэтажного промышленного зданияСечения всех элементов спа¬
ренной стойки снабжаются сим¬
метричной арматурой.Для устойчивости отдельно
стоящих колонн требуется жест¬
кая заделка их в фундамент, что
достигается при сборных кон¬
струкциях применением фунда¬
ментов стаканного типа1; в мо¬
нолитных колоннах продольные
стержни арматуры колонн, как и
в центрально сжатых, доводятся
только до фундамента, стыкуясь
с выпусками на длину не менее 30
диаметров.Что касается хомутов, то их
диаметр, взаимное расстояние и
форма подчиняются в общем тем
же основным правилам, как и
в колоннах с центральной на¬
грузкой. При размерах сечений
до 35 X 45 см и числе продоль¬
ных стержней с каждой стороны
не более четырех ставятся про¬
стые хомуты.При стороне сечения более
45 см необходимо ставить допол¬
нительные хомуты, форма кото¬
рых зависит от формы сечения и
числа конструктивных продоль¬
ных стержней (рис. VII. 4, а).При армировании колонн
прямоугольного сечения сварным
каркасом последний может быть
образован из четырех плоский,
каркасов путем приварки точеч¬
ной сваркой поперечных стерж*
ней, установленных по большим
сторонам, к рабочим стержням
меньших сторон (рис. VII. 4, б).Расчет внецентренно нагру¬
женных стоек ведется на продоль¬
ную силу и момент, соответствую¬
щие невыгоднейшим случаям за:
гружения.Способ определения усилий
в стойках зависит прежде всего
от способа сопряжения их с не¬
сущими конструкциями покрытия;
в сборных конструкциях сопря¬
жение это обычно шарнирное *.Спаренные стойки могут быть
рассчитаны тремя способами:1	См. главу XIV.2	См- главу XV.
’§ 27. Виды элементов, подверженных внецёнтренному сжатию199Рис. VII. 2. Виды железобетонных стоека» б — стойки прямоугольного сечения; в — стойка двутаврового
сечения; г — двухветвенная стойкаРис. VII. 3
200 Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементы- .	— ■	-		—		—■—-Р—Рис. VII. 4. Виды хомутов в колоннах (размеры в см) ■Наиболее простое и достаточно точное решение получается, если
рассматривать спаренную стойку с бесконечно жесткими распорками
как брус сплошного сечения *.§ 28. РЕЗУЛЬТАТЫ ОПЫТНЫХ ИССЛЕДОВАНИЙ ЦНИПСДо широко поставленных испытаний ЦНИПСом опытов с внецент¬
ренно сжатыми элементами было произведено относительно мало; имеются
сведения о трех небольших сериях опытов; наиболее значительными
из них являются опыты Баха (Германия), испытавшего 42 образца.В 1935 г. для разработки метода расчета железобетонных элементов
на внецентренное сжатие по стадии разрушения в ЦНИПСё под руковод¬
ством проф. А. А. Гвоздева были произведены опыты, в которых было
испытано около 90 различно армированных железобетонных колонн
и 30 бетонных призм.Из результатов этих опытов отметим следующие.Прежде всего было подтверждено, что величины деформаций как
в сжатой, так и в растянутой зоне в значительной степени зависят от ме¬
тодики и длительности испытания.Затем было доказано, что деформации, измеренные непосредственно
после приложения нагрузки, пропорциональны нагрузке до самого мо¬
мента разрушения, как и при центральном сжатии. Деформации же,
измеренные при выдерживании нагрузки, растут быстрее нагрузки; про¬
исходит перераспределение напряжений в сечении (между бетоном и арма¬
турой) и меняется положение нейтральной оси. Сечения колонны после"
нагружения не остаются плоскими.1	Г, Д. Дутов, Расчет парных железобетонных стоек, Труды Ленинградского
института инженеров коммунального строительства, вып. II, 1935.а)	как рамная многоэтажная конструкция с учетом гибкости ригелей-
распорок; б) как рамная конструкция с бесконечно жесткой верхней
распоркой и в) как брус сплошного сечения (считая все распорки бес¬
конечно жесткими).
§ 28. Результаты опытных исследований ЦНИПС201К моменту разрушения величина-относительных краевых укороче¬
ний, даже в образцах из одинаковых бетонов и при одинаковой дли¬
тельности испытания, колеблется в очень широких пределах — от 0,0008
до 0,003.Наибольшие деформации наблюдались в колоннах с двойной арма¬
турой, значительно меньшие — в колоннах с одиночной (растянутой)
арматурой и в бетонных призмах.. Значительное влияние сжатой арма¬
туры на величину деформаций отчасти объясняется наличием хомутов,
которыми были снабжены/только колонны с двойной арматурой.Как показали измерения деформаций в образцах, напряжения в сжа¬
той арматуре достигали предела текучести, несмотря на то, что в некото¬
рых образцах применялась арматура с высоким пределом текучести —
до 4500 кг!смг при бетоне марки 110.Изучение процесса развития трещин
и характера разрушения колонн пока¬
зало, что эти явления в сильной степени
зависят от величины эксцентриситета при¬
ложения нагрузки и процента армирова¬
ния. В этом отношении различают два
.основных случая.Случай 1. Колонна нагружена со зна¬
чительным эксцентриситетом и имеет не
очень сильную растянутую арматуру.В этом случае разрушение начинается
с растянутой зоны вследствие дости¬
жения' растянутой армату-
р о й предела текучести. При
особо слабом армировании видимые тре¬
щины появляются очень рано, иногда уже
при нагрузках в 0,3—0,5 от разрушающей. На рис. VII. 5 приведена
схема развития трещин в колонне; у трещин цифрами обозначены вели¬
чины нагрузки (в долях от разрушающей), при которых они были обна¬
ружены.Случай 2. Колонна нагружена с малым эксцентриситетом или с более
значительным эксцентриситетом, но при сильной растянутой арматуре;
при разрушении растянутая арматура не течет. При
этом в колоннах с малым эксцентриситетом все сечение сжато и трещины
появляются на наиболее напряженной грани колонны; в колоннах с более
.значительным эксцентриситетом хотя сечение частично и растянуто, но
разрушение тоже начинается со сжатой зоны. В растянутой зоне види¬
мые трещины появляются’ позднее, иногда перед самым моментом разру¬
шения. В сжатой зоне трещины появляются при разрушающей нагрузке
или при нагрузке, близкой к ней.Таким образом, при больших эксцентриситетах прочность внецент¬
ренно сжатого элемента зависит главным образом от растянутой арма¬
туры, а при малых эксцентриситетах — от прочности бетона.Сравнение величин действительных разрушающих нагрузок с вычис¬
ленными по допускаемым напряжениям и по стадии разрушения для
обоих случаев показало следующее.1)	Старый метод расчета (по допускаемым напряже¬
ниям) дает значительно преуменьшенные величины разрушающей
нагрузки, причем расхождение результатов расчета с опытными данными
существенно зависит от эксцентриситета й процента армирования. Среднее
расхождение определялось в 40%, но в отдельных случаях (при больших
эксцентриситетах) оно достигало 100% и более.Рис. VII. 5. Характер разрушения
внецентренно нагруженных стоек.
202 Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыСтарый метод, как и при чистом изгибе, не полностью учитывает
прочность бетона в сжатой зоне и работу сжатой арматуры, что приводит
при подборе сечений к нерациональному распределению арматуры между
сжатой и растянутой зонами и к ее перерасходу.2)	Метод расчета по стадии разрушения дал хорошую сходимость
нагрузок, полученных расчетом, с действительной разрушающей на¬
грузкой.Так как опыты показали, что напряжение в сжатой арматуре в стадии
разрушения всегда может, быть доведено до предела текучести, то этотметод расчета приводит к более правиль¬
ному использованию арматуры и распреде¬
лению ее между растянутой и сжатой зо¬
нами, т. е. дает возможность экономнее под¬
бирать сечения.Эти выводы остаются справедливыми и
с переходом к расчету по предельным со^
стояниям.§ 29. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ С СЕЧЕНИЕМ ЛЮБОЙ
СИММЕТРИЧНОЙ ФОРМЫПри расчете сечений, нормальных к оси
внецентренно сжатых элементов, различают
два случая.Случай 1. Большие эксцентриси¬
теты. Несущая способность элемента опре¬
деляется сопротивлением растянутой арма¬
туры, т. е. в предельном состоянии в арма-
тУРе F» раньше (чем в бетоне) достигается
расчетное сопротивление (предел текучести).
На рис. VII. 6 приведена расчетная
схема сечения внецентренно сжатого эле¬
мента (колонны) при действии на него рас--
четной внешней силы N.Вывод расчетных формул производится,
исходя из двух условий статики (2JX = О
и 2Л4 = 0) для предельного состояния, когда напряжения в арматуре
как растянутой, так и сжатой достигают расчетного сопротивления,
а сжатая зона бетона испытывает равномерное напряжение, равное рас¬
четному сопротивлению бетона сжатию при изгибе RH, т. е. так же,
как и при изгибе.Из условия равновесия суммы проекций всех сил на ось элемента
(S-X = 0) и суммы моментов всех сил относительного центра тяжести
сечения арматуры Ft (2-М = 0) имеем:N—D6 — Di + Z = 0,Ne—D6z—D[ (Hq — a') = 0.Подставляя значения D6, Z и D’a и вводя коэффициенты условий
работы элемента т и арматуры та, получим:N < т [#„F6 + m^R^ — mJRJF^-,	(VII. 1)Ne < т [RHF6z + m,R/, (Л0 - a')] = m [RUS6 + m.R^}. (VII. 2)Рис. VII. 6
§ 29. Расчет элементов с сечением любой симметричной формы203Положение нулевой (нейтральной) оси определяется из условия
равновесия суммы моментов относительно точки приложения продоль-
ной силы N:KS6N ±	= О,	(VII. 3)где 56ДГ = F6(e — z) — статический момент площади сечения сжатойзоны бетона относительно точки приложения
силы N.Знак плюс перед вторым членом принимается, когда продольная
сила N приложена за пределами расстояния между центрами тяжести
;арматуры F, и Fa; знак минус — когда N приложена между центрами
тяжести арматуры /?а и Fa.Формулы (VII. 1) и (VII. 2) очень сходны с формулами для изгибае¬
мых элементов с двойной арматурой. Здесь так же, как и при изгибе,
предел применимости расчетных формул характеризуется отношениемs6/s0.На основании опытов ЦНИПСа, НиТУ 123-55 применимость расчет¬
ных формул при любых симметричных сечениях для случая 1 установ¬
лена при условииS6 < О,850.	(VII. 4)Кроме того, высота сжатой зоны должна удовлетворять второму
условию, как и при изгибе:2<Ло — а',	(VII. 5)т. е. сжатая арматура должна находиться ближе к внешней грани, чем
центр тяжести сжатой зоны.Случай 2. Малые эксцентриситеты. Несущая способность
элемента определяется сопротивлением сжатой зоны. Здесь в предельном
состоянии напряжения в арматуре Fa не достигают расчетного сопроти¬
вления и величина их остается неизвестной, причем эта арматура может
быть растянута или слабо сжата (рис. VII. 7).Величину предельного усилия в элементе удалось уотдновить благо¬
даря следующей зависимости, найденной экспериментом. Как показали
опыты ЦНИ'ПС с внецентренно сжатыми элементами при малых эксцентри¬
ситетах силы N (для прямоугольного сечения е0 <• 0,3 И), момент усилия D6
относительно менее напряженной грани сечения или, с меньшей точностью,
относительно центра тяжести арматуры Fa не зависит от величины эксцен¬
триситета и может быть принят равнымD6z — RBfS0,	(VII. 6)где S0 — статический момент всей рабочей площади поперечного сечения
относительно центра тяжести менее напряженной арматуры /’а.В этом случае эпюра сжимающих напряжений в бетоне не может
быть принята прямоугольной, а очерчивается по некоторой выпуклой
кривой.Получив равенство (VII. 6), далее легко построить расчетную формулу
для этого случая.Напишем уравнение моментов внешних и внутренних сил относи¬
тельно центра тяжести арматуры F& (рис. VII. 7, а):Ne = D6z + Dl (Л0 — а’).	(VII. 7)
204 Глава VIL Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыВводя коэффициенты условий работы элемента т и арматуры та,
получим расчетную формулуNe<m [tfnpS0 + mJi.aFа(h0—a')]	(VII. 8)илиNe<m [RnpS0 + ma/?aSa],	(VI1. 9)откуда—1 — RnpSaгде Sa — статический момент площади сечения арматуры F[ относительно
центра тяжести сечения арматуры Fa.Рис. VII. 7При малых эксцентриситетах, когда все сечение сжато (рис. VII. 7, б),
при наличии сильной арматуры Fа и слабой Fa (Ft < F&) разрушение
может начаться не на стороне, ближайшей к силе N, а, наоборот, со сто¬
роны более слабой арматуры Fa. Это возможно при перераспределении
усилий вследствие ползучести бетона. Чтобы этого не случилось, сече¬
ние арматуры Fa должно быть больше некоторого предела.Для этого составляют уравнение моментов всех сил относительно
центра тяжести арматуры Fa, принимая и в данном случаеD6z' = RnpSo,где So — статический момент всей рабочей площади сечения относи¬
тельно центра тяжести арматуры Fa;Afe' = /?apS; + *,F.(ft0_a').	(VII. 11)
§30. Расчет элементов прямоугольного сечения205Окончательный вид этого дополнительного условия:.Ne' < m [tfnpS; + ma/?a5a],	(VII. 12)откудаNe' R s'Knp^of.= <VIL13>Что касается пределов применимости формул, то
граница между случаями 1 и 2 установлена так, чтобы переход от формулы
(VII. 2) к формуле (VII. 8) происходил без разрыва. Ясно, что для этого
должно быть соблюдено равенство RUS6 = RnpS0 илиЯи5б = 0,8ДЛ,' т. е. S6 = О,850.	(VII. 14)Следовательно, при S6 < 0,8S0 будет случай 1 с большими эксцен¬
триситетами и следует пользоваться формулой (VII. 1), а при S6 >0,8S0 — случай 2 и соответствующая формула будет (VII. 8).§ 30. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЯМОУГОЛЬНОГО СЕЧЕНИЯ1.	Основные расчетные формулыСлучай 1. х < 0,55/г,,. При прямоугольном сечении (рис. VII. 8, а)
выведенные выше расчетные формулы (VII. 1) и (VII. 2) принимают вид:N <m (Rubx +	— ma#aFa);	(VII. 15)Ne <т |#н6* (ft0 — -f) + mJliFa (ho — a')] . (VII. 16)Положение нейтральной оси определяется из уравнения моментов
относительно точки приложения продольной силы N:Rubx (е — Ло + -§■) ± та#аКе' —	— 0. (VII. 17)Решая квадратное уравнение, получимх=(К-е) +],/ {К-ef + —Ra ^ . (VII. 18)Пределом применимости этих формул будет*<0,55 А0.	(VII. 19)Это условие получается из общей формулы (VII. 4) после подстановки
в нее соответствующих значений, т. е.&* (Ао-!)«0,8-^-,	(VII. 20):откудаjc< О.ббЗЛодаО.ббЛо.	(VII. 21)Кроме того, высота сжатой зоны должна	удовлетворять условиюх>2 а'	(VII. 22)или, что то жеz<,hQ — a\	(VII. 23)
206 Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыСлучай 2. х > О.бб/г,,. При прямоугольном сечении (рис. VII. 8, б)
расчетные формулы (VII. б), (VII. 8) и (VII. 12) принимают вид:D6z = RnpS0 = 0,5Rnfbhl;	(VII. 24)
Ne<m [0,5#пр&Ло -f m^RJF^ (h0 — a')].	(VII. 25)При этом, если сила N приложена между центрами тяжести арматуры
Fa и Fa, должно быть удовлетворено дополнительное условиеNe' < m [0,5^np6/ii +mai?a/'a(A0 —а')].	(VII. 26)2.	Подбор сеченийПри расчете таких статически неопределимых конструкций, как
арки, своды, рамы, в которых имеет место внецентренное сжатие, уже
с самого начала при определении изгибающих моментов и продольных
сил приходится задаваться размерами сечений на основании предвари¬
тельного расчета или сравнения с существующими сооружениями подоб¬
ного рода.Поэтому чаще всего приходится определять необходимую арматуру
при выбранных уже размерах поперечного сечения и при известной внеш¬
ней силе и ее эксцентриситете. При этом подбор сечений производится
по формулам, соответствующим случаю 1 или случаю 2.Случай 1. х < 0,55h0. Для подбора сечений внецентренно сжатых
элементов по случаю 1 оказалось возможным применить табл. V.I — V. 6
приложения, составленные для подбора сечений изгибаемых элементов.
Этим достигнуто, кроме значительного упрощения расчета, методологи¬
ческое объединение всех случаев расчета, когда растянутая арматура
течет1 Впервые было предложено проф. П. Л. Пастернаком в 1937 г.
§ 30. Расчет элементов прямоугольного сечения207В основном уравнении (VII. 16) первый член правой части представ¬
ляет собой момент, воспринимаемый сжатым бетоном и соответствующим
сечением растянутой арматуры и равный моменту балки с одиночной
арматурой; поэтому можно написатьNe < пг \М1 + та#а£ (Л0 — с')].	(VII. 27)Момент балки Mt может быть найден, как при простом изгибе, при
помощи таблиц или по формулеМ1 < mRJ>x (ho—%) = mbh%Ra (l—0,5-^-) = тАЫ&, (VII. 28)где£ =	=	(VII. 29,Из уравнения (VII. 27) имеем(h0 — а') = Ne — тМъоткуда*L-Mlмт-	<VIL30>т. е. то же, что и в случае изгиба с двойной арматурой, только вместоNeрасчетного момента здесь входит «заменяющий» момент —.Далее в первом основном уравнении (VII. 15) первый член правой
части, представляющий сжимающее усилие в бетоне D6 = Rabx, можно
заменить равной ему по абсолютной величине частью растягивающего
усилия в арматуре fj, равной ma^aFai = m^bh^R^ где ^ определяется
по формуле (VII. 29); при этомN = т [v-1bh0miRll+ таЯа/ч — maRaFJ,откудаtn&R a = tii&Aomatfa + ma/?X —Разделив обе части полученного уравнения на maR3, получим(у», а,,т. е. растянутая арматура при внецентренном сжатии определяется как
площадь арматуры, необходимой для восприятия заменяющего момента
за вычетом разгружающего влияния силы N, действующей вдоль арма¬
туры.Надо заметить, что наивыгоднейшая суммарная площадь арматуры(Fa -f- Fa) получается примерно при	0,55.п0Действительно, сложив выражения (VII. 30) и (VII. 31) и приняв во внимание
формулы (VII. 28) и (VII. 29), получимMe «	Nр	т — ^о^иа1 (1 — 0»5<*i)Fa -f- F = аг р bh0 -J- 2	п тт	— г>1 •/ИаАа	(^о — ^ /	Л^аАаОтбросив в этом уравнении слагаемые и множители, не зависящие от ai = »
получим экстремальную функцию2«i (1 — 0,5aj)Ф (al) — al		J 		9
208 Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыиз которой, приравнивая первую производную нулю, имеем, 2 —2ох Л
dat —1 — 1 — 6' —Uили1 + *'		(VII. 32)Величина Ъг может изменяться от 0,04 до 0,25 (в тонких плитах), чему соответ¬
ствует ах = 0,52 -г- 0,62. Так как двойная арматура в тонких плитах встречается очень
редко, то без большой погрешности условием минимума арматуры для всех случаев
можно принять:^ = •^ = ^^2 = 0,55.	(VII. 33)Таким образом, при подборе сечения с наивыгоднейшим несиммет:
ричным армированием следует поступать так:определить момент М1 по формуле (VII. 28) при х = 0,55 Л0, т. е.Мх = RJ)• 0,55йо (Ло — £^) = 0,46А&Н,	(VII. 34)затем по формулам (VII. 30) и (VII. 34) найти сечение сжатой арматуры, ■£--<>ан.ш\£*.(«.-«■>	(Vi'.3?»и,	наконец, по формуле (VII. 31) — сечение растянутой арматурыQ,55RBbh0—	,	....Р.-ьЫь + Р.-тЗ-- яЛ "- + Л. (V4/6)Площадь арматуры на одной стороне сечения должна составлять
не менее 0,2% от расчетного бетонного сечения и, кроме трго,
должно быть удовлетворено требование минимального армирования
(табл. 11).	гЕсли найденная по формуле (VII. 35) площадь сечения сжатой арма¬
туры Fa составляет менее 0,2%, то принимают Fa не менее 0,002Ыц и ра'с-
чет производят как при заданной площади сечения Fa, а именно по фор¬
мулеМ,= ^-~тЛЯ/3 (hQ — а') = mAbho,	(VI1.37)откудал = АmbhnНайдя по табл. V. 1 — V. 6 приложения соответствующее jilf получимЕсли найденный по формуле (VII. 37) и соответствующий значению
х < 2а' моментM1<2RHba’(h0 — a’),	(VII. 38)то площадь сечения растянутой арматуры определится из уравнения
моментов относительно центра тяжести сжатой арматуры Fa:
mmaRiFi(h0—a') — N(e — h0 + a') = 0,
§ 30. Расчет элементов прямоугольного сечения2.09откудаР	^	^	^	1 \	Д Т Т 1 ЛЛ.а “ mma/?a (А0 — a') m/natfa — \ Л0 — а' J mmaRa ' ‘ 'Формулы для определения симметричной арматуры (Fa =
= F:a) поручаются из формул (VII. 15) и (VII. 16).Из формулы (VII. 15) при Fa = FaN = mRjbx
* = ^IL40>
Подставляя значение х в формулу (VII. 16), получимmaRaFa(А0 — а') = — #и6(л0 — 0,5 mbRa),откуда •F-F'-JL. e~lhi1~°fimbh0Rn)	(VII. 41)а а я* ‘	maRi(h0 — a')Формула (VII. 41) применима при£=двдг<°.“-	№"-42)В случае, когда —,^D <• , сечение арматуры определяется потоп0Нц "оформуле (VII. 39):Fa = F'a = —— Л •	(VII. 39а)а а mmatf а \ Л0 — а' )Следует помнить, что симметричная арматура менее экономична,
чем несимметричная. Поэтому симметричную арматуру следует приме¬
нять в сечениях, подвергающихся действию одинаковых или близких
по величине, но противоположных по знаку моментов (например, в арках,
подкрановых средних стойках и т. п.), а также в случаях, когда это при¬
водит к увеличению сечения рабочей арматуры не более чем на 5% по
сравнению с несимметричной арматурой.Случай 2. х > 0,55/г0. Необходимые сечения арматуры Fa и Fa нахо¬
дят из основных формул (VII. 24), (VII. 25) и (VII. 26):с,	^-0.4R.6*S_	(VII. 43)*	а — 			maRa (Л0 — а') maRa (А<, — а')F‘> „,«,<»,-■)		 ■Aft.-.')	' №44), *где h0 = h — а'.Как видно из формул (VII. 43) площадь сечения сжатой арматуры
для случая 2 определяется по такой же формуле, как и для случая 1,
когда применяется формула (VII. 35).Симметричная арматура для случая 2, когда % > 0,55, опре¬
деляется по формуле--0,4 RHbhl
210 ■Глава VII. Внецентренно сжатые а внецентренно растянутые элементыСечение арматуры в случае 2 должно составлять не менее 0,5% от
расчетного сечения бетона при стали марок Ст. 0 и Ст. 3 и 0,4% — при
арматуре из горячекатаной стали периодического профиля марок Ст. 5
и 25Г2С или холодносплющенной стали.в)	Порядок подбора сеченийПрямоугольные сечения с несимметричной арматурой рекомендуется
рассчитывать следующим образом (И 123-55).1)	Необходимую площадь сечения сжатой арматуры Fa во всех слу¬
чаях определять по формуле (VII. 35).2)	Необходимую площадь сечения арматуры Fa определять при эксцен¬
триситете ео = > О.ЗАо по формуле (VII. 36). ‘Если эксцентриситет
находится в пределах 0,ЗА;>е0>0,15^, то при бетоне марки 150 и выше
и при Fa не более 2% площадь сечения Fa принимается конструктивно.
В остальных случаях при указанных пределах, а также во всех случаях,
когда е0<б,15Ло, сечение арматуры Fa дополнительно проверяется по
формуле (VII. 44).При этом площадь сечения арматуры Fa следует во всех случаях
принимать не менее величины, определяемой по табл. 11.3)	При заданном сечении сжатой арматуры Fa площадь сечения арма¬
туры Fa определять:а)	если эксцентриситет е0 > 0,3/г0, по формуле (VII. 31); в случае,
когда М1 < 2Ruba'(h0 — а'), полную площадь сечения растянутой
арматуры определять по формуле (VII. 39);б)	если эксцентриситет е0 < 0,ЗА0, в соответствии с предыдущим п. 2),3.	Проверка прочностиПроверка прочности производится по основным формулам и '•сво¬
дится к определению величины предельной продольной силы Nnpev
которая должна быть больше расчетной продольной силы N.Сначала определяют Мпред, исходя из формулы (VII. 25) случая 2:Так как N здесь обусловлена сопротивлением сжатой зоны сечения,
то должно быть удовлетворено условие х > 0,55/г0, которое можно выра¬
зить, пользуясь формулой (VII. 15), в виде неравенства■jjj— (fI — Fa) ma/?a > 0,556Ао/?и.	(VII. 47)Если это условие не удовлетворено, то имеет место случай 1, когда
предельная прочность сечения обусловлена сопротивлением растянутой
арматуры и выражается общей формулой:N = m[D6 — (Fa - FI)	(VII. 48)где D6 = RJbx — усилие, воспринимаемое сжатой зоной бетона.После подстановки значения х из уравнения (VII. 17)[	, Г	. 2(FtfT*F’e')m.Ra(fh-e) + y (h0-e)*+ ( -- bRl >bRH. (VII. 49)В подкоренном выражении знак минус принимается при е > — а',
а знак плюс при е < — а'.
§ 31. Учет гибкости внецентренно сжатых элементов211Если D6 < 2a'bRH, продольная сила N, воспринимаемая сечением,
определяется по формулеN = m ?bR.*F*(ho-pL	(VII. 50)е №	а )При малых эксцентриситетах (е0 < О.ЗЛ,,) продольной силы N, когдавсе сечение сжато, необходима дополнительная	проверка,' исходя из
формулы (VII. 26):0,56А0 Япр+/Иа#а^а(А0—(VII. 51)
N — т			'е'При е0 < 0,15Ао эту проверку необходимо производить во всех слу:
чаях.Из двух значений N, найденных по формулам (VII. 46) и (VII. 51),
за окончательное принимается меньшее.При с и м м е т р'и чной арматуре проверка тоже произво¬
дится сначала по формуле (VII. 46). Но, если окажется, чтох=ш%<0’55н■’проверка должна быть произведена по формулеN = mbR^x = т [(А0 -*) +]/(Ао - е)* +	bRH, (VII. 52)соответствующей формулам (VII. 48) и (VII. 49).4.	Косое внецентренное сжатиеВ случае, когда элемент подвергается одновременному действию продольной силы
и изгибающих моментов в направлении обеих главных осей, НиТУ 123-55 (п. 105) до¬
пускают проверку прочности по следующей приближенной формуле для расчетной про¬
дольной силы при совокупности всех воздействий:	1	J-,	(VII. 53)7Гх + м~у~Ж,где N0 — расчетная продольная сила, которая может быть воспринята при осевом
сжатии;Nx — то же, при действии только продольной силы и момента Мх\Ny — то же, при действии только продольной силы и момента Му.Г1ри определении условных расчетных продольных сил Nx и Ny учитывается
гибкость1 и в расчет вводится вся арматура, расположенная у соответствующих граней
сечения, включая в каждом, случае и угловые стержни (которые, таким образом, учи¬
тываются дважды).При определении условной расчетной продольной силы N0 учитывается вся ар¬
матура полностью, но гибкость не учитывается.§ 31. УЧЕТ ГИБКОСТИ ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫХ ЭЛЕМЕНТОВ1.	Основные расчетные формулыГибкий элемент под влиянием внецентренно приложенной нагрузки
получает дополнительный прогиб, вызывающий увеличение начального
эксцентриситета продольной силы (рис. VII. 9).Исходя из этого, расчет гибких элементов в плоскости действия
момента в предельном состоянии производится по приведенным выше
расчетным формулам для внецентренно сжатых элементов, но с учетом
увеличения начального эксцентриситета.1 См^ §31.
212 Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыСогласно НиТУ 123-55 гибкость внецентренно сжатых элементов
должна учитываться при отношении 10/г > 35 для любых поперечных
сечений; соответственно для прямоугольных сечений при отношении
/0/Л > 10, для круглых и кольцевых сечений при IJd > 8 и для тавро¬
вых при IJh > 35v, где v находится по табл. 15.
Л	Таким образом, учет гибкости в плоскостии действия момента производится умножением
I	мI эксцентриситета е0 = -^- продольной сИлы N отно-] сительно геометрической оси элемента на коэф-,
J фициент ti, зависящий от величины внешней про¬
дольной силы, прочности бетона и гибкости эле¬
мента.Формулы для коэффициента ij построены по
/	аналогии с известной из курса сопротивления,/	материалов формулой для определения конеч-I	ного прогиба (эксцентриситета) упругого стержня,j	имеющего начальный прогиб/Ч
/ "// // /-е'о-ео =1-JL 1	!L(±yNsр	r,*EF \ г )(VII. 54)гдеV777/.Рис. VII. 9е0 — начальный прогиб (эксцентриситет);' — У ~Р~ ~~ РаДиУс инерции;NKр — критическая нагрузка по Эйлеру.
Приняв в момент разрушения Еб пропорцио¬
нальным R„ (Е6 = 500 Rk) и вводя найденные
б. ЦНИПСом в результате испытаний эмпирические коэффициенты, получим
при любой форме сечения4= 	:	лГ	77-ТГ;	(VII-55)Nт* 4 800i?HFТаблица 15Значения коэффициентов v и р для тавровых сеченийbn/bАп/Л^\235101520Коэффициент v0,100,300,330,320,310,290,270,200,300,310,290,260,230,210,300,300,300,270,230,200,190,400,290,280,250,210,190,180,500,270,260,230,20 •0,19—Коэффициент р (к рис. VII. 10)0,100,8200,7100,5880,4600,410	0,200,7560,6410,5260,4350,392 .—0,300,7300,6200,5260,4350,392—0,400,7300,6200,5200,4170,360—0,500,7280,6100,5000,3700,290—■
§ 31. Учет гибкости внецентренно сжатых элементов213при прямоугольной форме 'сеченияЧ = ;(VII. 55а)m*mRuF\h)где /о — расчетная длина элемента, определяемая так же как и при
расчете центрально сжатых элементов.Значения /?Рис. VII. 10. График коэффициентов 1) для расчета вне¬
центренно сжатых элементов с учетом гибкости >Проверка на устойчивость должна быть произведена и в плоскости,
перпендикулярной плоскости изгиба, как для элемента, работающего
на центральное сжатие (без учета изгибающего момента).Чтобы облегчить расчет, величина для внецентренно сжатых эле¬
ментов прямоугольного, таврового, кольцевого и круглого сечений просто
определяется при помощи графика Гипротиса (рис. VII. 10).Для пользования графиком надо вычислить и параметр nLi которыйпринимается равным:для прямоугольных сечений■	N~ mbhRu ’
214 Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыдля тавровых сечении„ _ NTi ”” mR^bh^b hгде р в зависимости от отношений ~ и -jj- находится по табл. 15;
для кольцевых и круглых сеченийпричем за h принимается диаметр d.2.	Примеры расчетаПри расчете внецентренно сжатых элементов прямоугольного сечения может
встретиться несколько случаев, отличающихся друг от друга главным образом вели¬
чиной эксцентриситета (случаи 1 и 2), гибкостью, характером арматуры (несимметрич¬
ная и симметричная); при этом в одних случаях отыскивается площадь арматуры Fa
и Fa или только F& при заданном /?', а в других (проверка прочности) — соответствие
рассматриваемого сечения расчетным усилиям.Пример VII. I. Дано: расчетный изгибающий момент М = 40 тм; расчетная про*
дольная сила ЛГ= 35 т; размеры сечения h — 75 см, Ь = 30 см; бетон марки 150;арматура Ст. 3; < 10; коэффициент условий работы т = 1.Найти Fa и F'a.Принимаем: а = 6 см, а' = 3,5 см, hQ = 75 — б = 69 см. '40-100Вычисляем: е0 = —gg— = 114,3 см > 0,3h0 = 0,3.69 = 20,7 см;h	75е = е0 + у — а = 114,3 + -g — 6 = 145,8 см.Площадь сечения арматуры F'a по формуле (VII. 35)№ 2т ~ 0’*«*bho 35000.145,8 — 0,4.80.30.69*= Шая4 (А0 — а') ~	2 100 (69 — 3,5)	= 3,92 см*‘Наименьшее значениеК. мнв =0>002bh0 = 0,002-30.69 = 4,14 см2 > 3,92 см\Принимаем 2 0 16 (F'a = 4,02 см7).Площадь сечения арматуры Fa по формуле (VII. 36)0,55 RHbh0 — т	0,55-80.30.69 — 35000 _	.=	Ж	+ Fa = 		ТШ	+ 3*92 = 30-61Принимаем 8 0 22 (Fa = 30,41 см2).Пример VII. 2. Дано: М = 12 тм и N = 16 т; h = 55 см; 6 = 25 см; расчетная
длина элемента /0 = 7 м; бетон марки 200; арматура из стали периодического профиля
марки Ст. 5; т = 1.Найти Fa и Fa.Принимаем: а = а9 = 3,5 см; = 55 — 3,5 = 51,5 см.М 12-100 _Вычисляем: eQ = ^ ^— = 75 см > 0,3/^ « 15 см.^ = 12,7 > 10, т. е. необходим учет гибкости.По формуле (VII. 55а)1 1
§ 31. Учет гибкости внецентренно сжатых элементов215N 16 ООО	LПо графику рис. VII. 10 при % = = 25-55-”i00 = 0,116 и Ц ~ 12,7имеем примерно ту же величину ij;55г = 78,75 + у — 3,5 « 103 см;Ne — 0,46А^И 16 ООО-103—0,4 • 25 • 51,5* • 100
F*~ (ha - а') - 2 400(51,5 — 3,5) <0,Необходимо F'a мин = 0,002*25-51,5 = 2,57 см2.Принимаем 20 14 П (Fa = 3,08 см2) и тогдаAh = Ne — F'& maRa (h — a') = 16 000-103 — 3.08*2 400 (51,5 — 3,5) = 1 293 000 кгсм;Ml _! 295 000
Ц ~ 25-51,52 ~ 1УАпо табл. V. 4 приложения находим {хх = 0,912% и получаемN	16 000Fa = + Fa — ~m~aRa = 0.00912*25 • 51,5 + 3,08 — ^ 4qq“ = 8.14 cm2.И i ^	wПринимаем 4 0 16 П (Fa — 8,04 см2).Пример VII. 3. Дано: М = 6 тм и N = 192 т; h = 50 см; 6 = 35 сл«; бетон
марки 200; арматура из стали периодического профиля марки 25Г2С; -^-<10; m =. 1.
Найти Fa и jPg.Принимаем: а = а' = 4 ли; Ап = 50 — 4 = 46 см.■6-100Вычисляем: е0 = ^ ' =3,1 сж « 0,07Ло < 0,15/г0 = 6,9 см;50е = 3,1 + у — 4 = 24,1 ся.JVe — 0,4# и6/^ 192 000-24,1 —0,4-100-35-46* „ .F*~ mai?a(Ao — а’) ~	3400(46 — 4)	- 11,7 с*.Так как е0<0,15/г0, сечение Fa определяется по формуле (VII. 44):N №, — е— а’) — OARubfiQ 192 000 (46— 24,1 —4)— 0,4-100-35-462
а “	maRa(h0 — а') ~	3 400 (46 — 4)	"3,4 см 'Принимаем F^ — 4 0 20 ПЛ (F* = 12,56 см2); Fa = 2 0 16 ПЛ (Fa = 4,02 сл*2),
Пример VII. 4. Дано: М= 13 тл* и N = 70 т; h = 70 сл; 6 = 30 си/;
= 4 0 18 (10,18 см2); =12; бетон марки 150; арматура Ст. 3; т = L
Найти Fa.Принимаем: а = аг = 3,5 сж; /г0 = 70 — 3,5 = 66,5 см.Вычисляем1	1		119-Ч_1- N (1Л2~ 1 70000 1У
1“ 400#HF Ч’Л у “400-80.70-30
13’100
е0 = —— = 18,6 см.Так как 0,15h0 < е0 = 18,6 си < 0,3fto = 19,9 см и = 10,18 сж2 ^а'% *=10,18-100 \—	66,5*30назначаем конструктивноFa = 0,002-66,5*30 = 3,99 см2.
216- Г лава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыПринимаем 2 0 16 (Fa = 4,02 см2).Пример VII. 5. При данных примера VII. 1 и арматуре Fa=30,41 см2 и Fd = 4,02 сл$
проверить црочность сечения, т. е. соответствие его расчетным усилиям.Определяем е = ^ у — я = 145,8 см > 0,3hQ — случай 1;е' s= е — h0 + а' = 145,8 — 69 + 3,5 = 80,3 см.Находим по формуле (VII. 49)Г л Г 2(Fae— F'e')maRa
^б=[(Ао~е) + У (Ао-е)2 + -^	Щ		 bR„ =Г л/~7п 2 (30,41 • 145,8 — 4,02-80,3) 2 100 1
= 1(69— .145,8) + у (69— 145,8)* + —				1 30-80 == (_ 76,8 + V5 898 + 7 193) 2 400 = 90 240 кг
и из формулы (VII. 48)N — m [D~ (Fa — F'a) maRa] = 90 240 — (30,41 — 4,02) - 2 100 « 35 m,что соответствует расчетной продольной силе N = 35 rti.Пример VII. 6. Дано: М = 52,7 тм и ЛГ=155 т\ размеры сечения — h = 70 см
и 6 = 50 см\ бетон марки 200; арматура из стали, периодического профиля марки Ст. 5;
т = 1.Подобрать симметричную арматуру Fa = Fa.Принимаем: а = а1 — 4 см\ h0 = 70 — 4 = 66 см.Вычисляем по формуле (VII. 42), N .. 15.5 000	_. mbhaRu — 50-66-100- ’ < * 'т. е. имеем случай 1;	. г52,7-100 70 , ■
е —- jgcj *1“ 2 —по формуле (VII. 41) находимр г' n ■~л°(1~°’5эд:)а а /я	/па#а(Л0 —а')f	155 000 \65 — 66 1 — 0,5 50. 6б. i оо )=155 000	2 400 (66 — 4) Г" = 15,1 см2‘Принимаем = Т7* = 5 0 20 П (Fa = 15,71 см2).Пример VII. 7. Дано: М = 44,8 тм и = 160 т\ размеры сечения — h = 60 см
и 6 = 40 сж; арматура из стали периодического профиля марки Ст. 5; Fa~F'&=a
= 30,40 см2 (8 0 22 П); бетон марки 200; т = 1.Произвести проверку прочности сечения.Принимаем: a = af = 4 см; /г0 = 60 — 4 = 56 слс.44,8*100 60Вычисляем е = —jgg— + — 4 = 54 см и по формуле (VII. 46) для случая 2
имеем:m [0,5Япр6/^ + maRaF'a (h0 — а')1 0,5-80-40-56*+ 2400-30,4 (56 — 4)N =	;	=	54	:	= 163 от,т. е. выбранные размеры сечения и арматура соответствуют расчетной продольной силе
N = 160 т.По формуле (VII. 42).х N	160 000h0 — mbh0Ru — 40-56-100 ~ 0:'71 > 0>55*т. е. действительно имеет место случай 2, и расчет на этом заканчивается.
'§ 32 Расчет элементов таврового и двутаврового сечений217§ 32. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ ТАВРОВОГО И ДВУТАВРОВОГО СЕЧЕНИЙТавровые сечения, работающие на внецентренное сжатие, встре¬
чаются в настилах, стойках рам, в арках; двутавровые сечения —
в сборных колоннах, стойках, настилах, арках и др.Тавровые сечения могут иметь полку у наиболее сжатой грани сече¬
ния или в растянутой зо.не.При расчете первых различают два случая: если нейтральная ось
проходит внутри полки, сечение рассматривается как прямоугольное
шириной ЬпУ а если нейтральная ось пересекает ребро, учитывается сжа¬
тие в ребре, причем вводимая в расчет ширийа полки, принимается тех
же размеров, как и при расчете тавровых сечений на изгиб.При расчете вторых — полка не учитывается.Расчет двутаврового сечения сводится к расчету таврового сечения,
так как полка, расположенная в растянутой зоне, не учитывается.Таким образом, особому рассмотрению подлежат тавров.ые сечения
с полкой у сжатой грани.	. .. ..Расчет этих сечений производят, исходя из основных расчетных
формул для сечений любой симметричной формы (VII. 1) — (VII. 13).1.	Основные расчетные формулыПри расчете элементов таврового и двутаврового сечений, как и при
расчете прямоугольного сечения, рассматриваются два основных случая,$удовлетворяющие соответственно условиям: случай 1 — S6 < 0,850
и случай 2 — 5б > 0,&S0.Случай 1.^Приравнивая нулю сумму проекций всех сил на ось
элемента и суйму моментов сил, действующих в сечении (рис. VII. 11, а)
218 Глава VII. Внецентренно соратые и внецентренно растянутые элементыотносительно центра тяжести растянутой арматуры, получим формулы,
подобные формулам (VII. 1) и (VII. 2):N<m{[(bn-Ь) К + Ьх] RH - (РЛ - F'a) ma/?a}; (VII. 56)
Ne < m {[&,-&) Ап (Л0 -|) + Ьх (/*«, -у)] Rя ++ ma#aK(Ao— о')}-	(VII. 57)Положение нейтральной оси, т. е. величина х, определяется из урав¬
нения (VII. 56):J + maRa (Fa - >;) - R„ (Ьп ~b)hnх = -	Wu	<™‘58>Случай 2. Расчетные формулы (VII. 8) и (VII. 12) принимают вид
(рис. VII. 11, б):Ne<m {[(&„-Ь) К (А,-|) + 0,56А*]Япр ++ т4/?а^(Ао-а')};	(VII. 59)/V (Ло — е — а') « m [[(6П — Ь) Лп (0,5ЛП — а') + 0,56/io2j i?np ++ ma/?aFa(A0-a')}-	(VII. 60)2.	Подбор сеченийСлучай 1. При подборе сечений сначала определяют величину мо¬
мента Мп, который может быть воспринят полкой тавра и минимальным
(конструктивным) сечением сжатой арматуры Fa = 0,002bh0:М,, = RAK (ho - j) + тлЯ/а (Ло — а').	(VII. 61)Если Мп > УУе, то* < Ап, и подбор сечения арматуры следует про¬
изводить, как для прямоугольного сечения шириной Ьп.Если Mn < Ne, то х > Ап, ив этом случае момент внутренних сил
относительно центра тяжести арматуры Fa определится как сумма трех
моментов:Ne = M1 + MCB + M'.	(VII. 62)Момент Mt> воспринимаемый прямоугольным сечением ребра при
х = 0,55 hQ, и соответствующее сечение арматуры F4 будут:Л*х = 0,46/г2#и;	(VII. 63)= =	. (VII-64)Момент Мсв, воспринимаемый свесами полки, и соответствующее
сечение растянутой арматуры Fa. св определяются формулами:MCB = 0,8RH(bn-b)hn(ho-^) == °'8Й (т ~~ ’) 0 ~0,5§) bhoR*	(VIL 65)
§ 32. Расчет элементов таврового и двутаврового сечений219р 	 МрвСВ — maRaОД/?и (&„— 6) Ап (йо-|)_ Oj»?, (6п - Ь) h„ t	(VII. 66)Коэффициент 0,8 введен в формулу в связи с подстановкой в формулу
.(для свесов полки) R„ вместо Rnp.Момент ЛГ, воспринимаемый сжатой арматурой Fa и равным ей
сечением растянутой apMafypbi:М' = Ne — Ml — MCB,	(VII. 67)а соответствующая арматура:F = .--У	^.	(VII. 68)а maRa(h0 — a')Таким образом, общее сечение растянутой арматуры:л=-р„+л.„+'г; *а ша/?а0,87?и (6П — 6) /еп ~Ь 0,55М0/?И — N рг щ	(VII 69)m&RaСлучай 2. Расчетные сечения арматуры Fa и F& получаются из
соответствующих основных формул (VII. 59) и (VII. 60)5- Rnp Г(*к. - Ь) Ап (к- ъ) + °*56Ло1
К = -	-	а-пг—	=*•;	(VII. 70)а	та1?&(к0 — а')	v	7р	—й—а')~ Япр[(*п — *) Ап (0,5АП — o') + 0,56Aq2] (VII. 71)1==	/ИаКа(Ао-а')3.	Проверка прочностиПроверка прочности производится по основным расчетным формулам
(VII. 57) — (VII. 60) путем сопоставления величины предельной про¬
дольной силы с расчетной силой N.4.	Особенности учета гибкости элементов таврового сеченияВ приведенные выше формулы входит величина е, которая, незави¬
симо от учета гибкости, принимается равной (рис. VII. 11, а):е = е0 + у — а,	(VII. 72)а при учете гибкостие = е0-п + у—а,	(V 11.73)где у — расстояние от грани ребра до геометрической оси сечения.Величина у может быть определена как расстояние до центра тяжести
сечения по формуле:„	 0.56А2 -f- (Ьп — Ь) Ап (А — 0,5АП)	(VII 74)У	bh+ фа —Ь) Л„	’	'Эта величина проще определяется с помощью графика, приведенного
в приложении инструкции И 123-55 (график 3).
220 Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыУчет гибкости элементов таврового сечения, как известно, необходим
при -^г- > 35v, где v = находят по табл. 15 в зависимости от отноше¬
ний ^ и -у.Можно также пользоваться графиком рис. VII. 10.Пример VII. 8. Дано: расчетный момент М = 18 тм и расчетная продольная сила
N = 35 т; размеры сечения h = 45 см, b = 20 см; кп = Ъ см и Ьп = 80 см; бетон
марки 200; арматура из стали периодического профиля марки Ст. 5; /0 = 6 м; m= 1.Найти Fa и Fa.	’ k •Принимаем: h0 = 45 — 3,5 = 41,5 см; а' = 3,5 см. ,Положение центра тяжести сечения находим по формуле (VII. 74):у = 29 см.h b
По табл. 15 при =0,18 и =4600v = 0,305; р = 0,597; 35v = 35-0,305 = 10,67; f = 13,3 > 10,67,т. е. учет,*влияния гибкости необходим.По графику рис. VII. 10 приN	35 000 	Лт1 “ mRnbh р " 100*20*45 0,597 “ 0,23находим 1Г]= 1,12 и по формуле (VII. 73)1	800е = rpQ + у — а = 1,12 - + 29 — 3,5 = 83,1 см.ДалееNe = 35 000*83,1 = 2 908 500 кгсм « 29,08 тм.Момент, воспринимаемый полкой тавра при F^ мин—0,0026/^ =0,002*20*41,5 == 1,66 см2:Ма = Я„6„Ап (йо - 3) +	(*0~ <*') = ЮО-80.8 (41,5-++ 2 400 * 1,66 (41,5 — 3,5) = 2 551 000 кгсм = 25,51 тм<Ые = 29,08 тмг,
следовательно, х > hn.По формуле (VII. 62)Ne = M1 + MCB+M';Мг = QARnbhl = 0,4* 100*20*41,52 = 1,377800 кгсм;мсв = 0,8R„ (6„ — Ь) ha (к - y) = 0,8.100 (80 - 20) 8 (41,5 - -|) = 1 440 000 кгсм;М' = Ne — Мг — Мсв = 2 908 500 — 1 377 800 — 1 440 000 = 90 700 кгсм;Далее вычисляемQ.55RHbh0 0,55-100-20.41,5
Fn~ maRa ~	2 400	-xa.iuc*.р	Мсв	1 440а0°	16 00 см9'*а. св	/ Лч - 2 400(41,5 — 4) _ Ш,ии рМ *maRa \Jb — -2)М'	90700	„Fa - maRa(h0 — а') ~ 2400 (41.5- 3,5) “ 0,99 См :N	*35 000Fa - Fai + Fa. св + Fa -	= 19.02 + 16,00 + 0,99 - Ж = 21,43 смУПри расчете по формулам и таблицам инструкции И 123-55 получаются идентич¬
ные результаты.
§33. Расчет элементов кольцевого сечения221Пример VII. 9. По данным примера VII. 8, при сжатой арматуре2	0 12n(Fg = 2,26 см2) подобрать арматуру Fa. Определяем:а)	момент, воспринимаемый сжатой ^арматурой и равной ей по площади растянутой:М' = FramaRa (hQ — а') = 2,26-2 400 (41,5 — 3,5) = 206 ООО кгсм,б)	момент, воспринимаемый свесами полки и соответствующим сечением растянутой
1 ёрматуры Fa. св*Мсв = 0,8RH (bn — b) hn (н0 — у) = * ^40 ^00 кгсм)в)	момент, воспринимаемый прямоугольным сечением ребра и соответствующей
арматурой Fа1:NeМг = — — Мсв — М' = 2 908 500 — 1 440 000 — 206 000 = 1 262 500 кгсм.Далее получаемПо табл. V. 4 приложения находим fxx = 2,018% и вычисляем полную площадь сечения
растянутой арматуры внецентренно сжатого элементаПринимаем 8 0 18 П (Fa = 20,36 см2).§ 33. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ КОЛЬЦЕВОГО СЕЧЕНИЯЭлементы кольцевого сечения (трубчатые), работающие на внецент-
ренное сжатие, встречаются довольно часто в виде колонн, свай, опор
силовых линий и, пр., изготовляемых центробежным способом, а также
заводских дымовых труб и др.Расчет внецентренно сжатых элементов кольцевого сечения
(рис. VII. 12) с равномерно расположенной по окружности арматурой
(не менее 6 стержней) также подразделяется на два случая.Случай 1. Большие эксцентриситеты. Вывод расчетной
формулы производят тоже, исходя из рассмотрения двух условий равно¬
весия внешних "и внутренних сил:Для упрощения вычислений граница между сжатой и растянутой
зоной принимается по радиусам сечения, образующим угол 2<р. Кроме
того, в запас прочности площадь арматуры представляется в виде сплош¬
ного металлического кольца, расположенного в толще бетонной стенкипри радиусе га = - <Не приводя здесь подробных выкладок напишем -окончательно
преобразованную расчетную формулу:Fa = PxbfiQ -fN + Z—D6—Da = 0;
Ne — D6zx —D^z + Zz2 = 0.Ne0t\ < m	4- 2F&maRar^ sin1 С. А. Дмитриев, Расчет железобетонных элементов кольцевого сечения,«Строительная промышленность» № 2, 1940.
222 Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыКак показали опытные исследования ЦНИПСа, формула (VII. 75)
применима при условии, чтоJr:<°>5-	^п-76)При гибкости внецентренно сжатых элементов кольцевого сечения<	8 коэффициент принимается рав¬
ным единице.Расчет внецентренно сжатых элемен¬
тов кольцевого сечения по случаю 1 ре¬
комендуется производить при помощи£табл. 16, которая содержит значения — цГав зависимости от параметровni = :Nи а==tnF	FПри подборе сечений могут быть две
задачи.1)	По заданным М, N, ma/?a, Ru, rv
г2 и m найти Fa.ОпределяютN .. enr, 2е„Т|	2 М ''N^ + rjV-	 и W _ 2е0Т|mFRu га Т\ + г2Рис. VII. 12Затем по табл. 16 находят а и вы¬
числяютПри пх > 0,5 подбор сечения арматуры производится непосредственно
по формуле (VII. 79) для случая 2.Таблица 16Значения -г~ к) для расчета внецентренно сжатых элементов кольцевого•	асечения с равномерно расположенной арматурой в зависимости отN	FamaRaHi = ^гп и а = -mFRnFRи\ пх
a0.100,150,200,250,300,350,400,450,500,051,4541,2621,1461,0590,9820,9100,8400,7700,7000,101,9101,5501,3501,2121,1031,0080,9220,8420,7640,152,3511,8291,5491,3621,2211,1051,0040,9190,8280,202,7792,1011,7421,5091,3391,2021,0860,9840,8910,253,1952,3651,9311,6541,4541,2971,1681,0550,9550,303,6012,6252,1171,7971,5681,3921,2491,1261,0190,353,9992,8792,3001,9381,682? 1,4871,3301,1971,0820,404,3893,1292,4812,077ч1,7951,5811,411 41,2681,1460,454,7723,3752,6592,215\<Ю71,6751,4911,3391,2100,505,1503,6192,8352,3532,0181,7691,5721,4161,2730,555,5233,8593,0112,4892,1291,8621,6521,4821,3370,605,8914,0973,1852,6242,2401,9551,7331,5521,4010,656,2554,3343,3572,7592,3502,0481,8131,6231,4640,706,6164,5683,5292,8942,4602,1411,8941,6941,5280,756,9734,8003,6993,0272,5692,2331,9741,7651,5920,807,3285,0313,8693,1612,6782,3262,0541,8361,655Примечан ие. N в /кг, F и iFa — в с-И2, ИRa — в'Кг/см2,
§ 33. Расчет элементов кольцевого сечения2232)	По заданным М, N, maRa, RH, гг, г2 и Fa произвести проверку
прочности сечения.Определяют_ FamaRa <?0Т)	2МFR„ И Га - Ы(п + гг)затем по табл. 16 находят п1 и определяютN = mtiiFRн.При > 0,5 расчет ведется непосредственно по формуле (VII. 79)
случая 2.Случай 2. Малые эксцентриситеты. Для этого случая расчетная
формула также выведена из условия равновесия внешних и внутренних
сил относительно внешней грани сечения с введением эмпирических коэф¬
фициентов. В окончательном виде расчетный момент относительно каса¬
тельной к оси кольца в точке, наиболее удаленной от равнодействующей
внешних сил, равенN (ЗД + О < m (RnpF + FtmtR^J га.	(VII. 77)По этой формуле производится подбор и проверка сечений. Она при¬
менима при условиип* = >од (VIL78)При заданном сечении бетона площадь всей арматуры определяется
по формуле«Л	№79>Пример VII. 10. Дано: расчетный момент М = 6,5 тм, расчетная продольная
сила N = 20 т; размеры Г\ = 13 см и г2 = 17 сл; бетон марки 300; арматура из горя¬
чекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5; < 8; коэффициент условийработы/72=1.Найти Fa.Вычисляем:F = тс ( — /f) = 3,14 (172 — 132) = 376 ст\17+13
га =	g— = 15 см;N _ 20000
ni~mFR„ .376-160 ’ 'е0 __ 6,50-100 = 2Л720-15По табл. 16 значениям Ях = 0,33 и = 2,17 соответствует а ="0,65.
Площадь сечения арматурыF* = aF maRa = °>65,376 2 400 = 16,29 см*‘Принимаем 8 0 16П = 16,08 сл<2).
224 Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементы§ .34. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ С ЖЕСТКОЙ АРМАТУРОЙ1.	Общие сведенияОпыты с внецентренно сжатыми колоннами, снабженными жесткой
арматурой, проведенные ЦНИПСом, НИИ строительной техники Ака¬
демии архитектуры СССР и др., показали, что при наличии хомутов и доста¬
точно прочном бетоне (не ниже марки 200) совместная работа бетона
и жесткой арматуры обеспечивается даже при высоком проценте армиро¬
вания (до 15%). При этом величины разрушающих нагрузок для колонн
с большим эксцентриситетом, подсчитанные в предположении прямоуголь¬
ной формы эпюры напряжений, достаточно близко совпадали с данными
опытов.	гДля колонн с малым эксцентриситетом, когда все сечение сжато
или когда возникают небольшие растягивающие напряжения, расчет
может производиться по формуле, аналогичной выведенной для случая2	расчета сечений с гибкой арматурой.По своей конструкции внецентренно сжатые колонны с жесткой
арматурой обычно не отличаются от центрально сжатых элементов.Расчет состоит в определении пре¬
дельного усилия (несущей способно¬
сти) при принятых размерах бетонно¬
го сечения, профиля жесткой арма¬
туры Fa. ж и сечений гибкой армату¬
ры Fa и F'a; при этом необходимо доби¬
ваться, чтобы оно было равно или не¬
сколько больше расчетного.2.	Расчет элементов с арматурой из
двух ветвейПри жесткой арматуре, состоящей из двух
отдельных ветвей, одна из которых располо¬
жена у наиболее сжатой грани, а другая —
у противоположной грани сечения (рис. VII. 13),
гибкой арматурой, считая полезную высоту
сечения h0 равной расстоянию от наиболее сжатой грани элемента до общего центра
тяжести жесткой и гибкой арматуры у противоположной грани.3.	Расчет элементов с арматурой из профилей, стенки которых расположены
параллельно плоскости действия моментаПри жесткой арматуре, стенки профилей которой расположены в плоскостях,
параллельных плоскости действия момента, и почти по всей высоте симметричного
сечения, „в частности прямоугольного, расчет ведется в зависимости от величины
эксцентриситета.Случай 1. Большие эксцентриситеты продольной силы. В рас¬
тянутой и сжатой частях сечения напряжения в арматуре достигают расчетного
сопротивления, а в бетоне при прямоугольной эпюре напряжения равны расчетному
сопротивлению бетона на сжатие при изгибе.'Из условия равновесия внешних и внутренних сил имеем (рис. VII. 14,а)Ы ^ tn аЬх — 28 ^ ^ (ma. ж 3?„) —-(^а-^аН'ИаЯа-Яи)].	(VII. 80)Ослабление сечения бетона относительно высоким процентом армирования
учтено, как и при центральном сжатии, подстановкой вместо та. ж/?а. ж величины^а* ж^а- ж — R*Положение нейтральной оси может быть найдено из уравнения моментов сил
относительно точки приложения продольной силы NЯ и S6N - [т + 2Ъу (еа - -|-)] тя. ж«а. ж - (/V ~Ке') «аЯа = 0, (VII. 81)расчет производят, как для сечения с
§ 34: Радкет элементов с жесткой арматурой225а при' прямоугольном сеченииR^bx	2 2 } ^ ^ ^ 2 —^— [F&e — Faef) ma#a = 0.0,5 h — х)]«*.(VII. 82)Случай 2. Малые эксцентриситеты продольной силы. Все сечение сжато или
в растянутой части сечения жесткой арматуры напряжение не достигает в предель¬
ном состоянии расчетного сопротивления.— %-г'11111!1 р111-в'-1_ JL. 1Li1-<4h	»Рис. VII. 14. Расчетные схемы прямо¬
угольного сечения с жесткой арматуройПредельное усилие может быть определено из уравнения моментов относительно
оси, проходящей по середине толщины менее напряженной полки профиля
(рис. VII. 14, б). При этом момент равнодействующей сил сжатия .,в бетоне прини¬
мается, как и при гибком армировании, равным50/?пр — 0,56Aj/?np = 0,4где hi—расстояние от сжатой грани бетона до центра тяжести ^бо л ее удаленной полки
. профиля.Защитный слой бетона и гибкая арматура на менее напряженной стороне в рас¬
чет не вводятся.Расчетная формула имеет вид:Nei ^ m |0,5/?np6/&j + Fa. жг± (/па. ж^?а' ж ^и) “Ь+ F'a(h1-a') (/паЯ,-Я„)].	(VII. 83)Если сила N Приложена в пределах высоты сечения жесткой арматуры и все сече¬
ние сжато, то предельное состояние может быть обусловлено прочностью зоны, более
226 Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыудаленной от точки приложения силы, и в этих случаях необходима дополнительная
проверка по формулеNej ^ Ш [0,5/?npMi “Ь ^а* ж'*! (/72а. ж^а* ж — Ru) "Ь+	(VII.84)При определении предельного момента, воспринимаемого жесткой арматурой,
в арматуре достигается расчетное сопротивление во всем сечении профиля за исклю¬
чением полки, через которую проходит ось моментов. Такое допущение не оказывает
существенного влияния на величину предельной нагрузки.Граница между случаями 1 и 2. Граница между случаями больших и малых
эксцентриситетов определяется путем приравнивания значений предельного усилия по
соответствующим расчетным формулам.Для такого сравнения необходимо для случая 1 (рис. VII. 14, а) составить урав¬
нение моментов внешних и внутренних сил относительно оси растянутой полки про¬
филя:8Ас	1Ne1 — m \ bxRu (hi — 0,5*) -f- F™ ж hc + 2 — 8 №. — x)2\ (ma- ж^а- ж — Rn) ++ Fa (h-a') (таЯа-*„)},	(VII. 85)где F” ж — сечение сжатой полки профиля;hc — высота стенки профиля между осями полок.В прямых скобках представлена сумма статических моментов площадей сжатой
полки и всей стенки, из которой вычитается величина пластического момента сопро¬
тивления части стенки, находящейся в растянутой зоне.Формулу (VII. 83) для случая 2 (рис. VII. 14, б) перепишем так:Nei — m £o,46/zj/?h -f- ж hc -f- ^ ^ (ma- ж#а- ж — #и) ++ ^(А1-а')(я»аЯ«-Ки)]-	(VII. 86)Приравняем между собой правые части уравнений (VII. 85) и (VII. 86):
bxRn (hi — 0,5*) — б (hi — х)2 (та. ж-^а* ж -™ Rn) = 0,46Л^и»разделим обе части на bRH:x(h1-0,5x)-0,4h* (ma.xRa.x-R„) J_.(Ax-*)*	“	Яи	* b *Xподставив = £гр, будем иметь£гр (1 0,5^гр) 0,4 (/72а. ж^а- ж—Rh) $	у,ттт(1 - Ы2 = 1ГЯ г*	<VII-87>Значение £гр соответствует одинаковым величинам предельной нагрузки, вычи¬
сленной по формулам для случаев 1 и 2.При6 = лГ <?грИЛИЕ (1 — 0*5|) — 0,4 _ ma. жЯа. ж — Rn Ь(1 -1)2 <	Г	tVH. 88)расчет следует производить по случаю 1, используя формулу (VII. 80).При
§ 35. Расчет элементов с сечением любой симметричной формы227или1(1—0,5£) — 0,4 ^ fna. ж-^а- ж — ^
(l-w2 > Ли ' Ъ(VII. 89)по случаю 2, используя формулы (VII. 83) и (VII. 84).Учет гибкости. Учет гибкости внецентренно сжатых элементов с жесткой армату¬
рой производится, как и для элементов с гибкой арматурой при l0/h> 10,. умножением
эксцентриситета продольной силы е0 на коэффициент тг) по формуле (VII. 55а), причем
принимают F = bhlt где hi — расстояние от сжатой грани бетона до центра тяжести
более удаленной полки профиля.Железобетонные внецентренно растянутые элементы встречаются
значительно реже, чем внецентренно сжатые. К ним можно отнести:
затяжки арок с подвесным потолком, стенки прямоугольных резервуаров,
бункеров и силосов, диафрагмы длинных оболочек и складок и др.§ 35. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ С СЕЧЕНИЕМ ЛЮБОЙ СИММЕТРИЧНОЙ ФОРМЫВ зависимости от точки приложения продольной растягивающей
силы различают два случая: продольная сила N приложена между цен¬
трами тяжести арматуры Fa и ^ и за их пределами.а)	Случай 1. Продольная сила N приложена
между центрами тяжести сечений арматуры
и Fa (рис. VII. 15, а).В этом случае при неучете работы бетона на растяжение работаю¬
щими будут только сечения арматуры Fa и Fay между которыми продоль¬
ная растягивающая сила N распределится по закону рычага.Составляя уравнения моментов относительно осей, проходящих
через центры тяжести арматуры Fa и Fay получим:Продольная сила N определяется по наименьшему из этих двух зна¬
чений.б)	Случай 2. Продольная сила приложена за
пределами расстояния между центрами тяжести Fa и Fa
(рис. VII. 15, б).В этом случае часть сечения растянута, а часть сжата, и напряженное
состояние сходно с напряженным состоянием при внецентренном сжатии
по случаю 1, отличаясь от него только обратным направлением силы N
и ее положением (эксцентриситетом) относительно растянутой арматуры.Основные расчетные формулы получаются таким же путем, как
и формулы для случая 1 внецентренного сжатия (только и е принимаются
с обратными знаками):При этом высота сжатой зоны должна удовлетворять условиям:Б. ВНЕЦЕНТРЕННО РАСТЯНУТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫдГ ^ mmaRaFa (h0 — g') .(VII. 90)е(VII. 91)N <m [таЯ/а —	— #,Д];Ne [£„S6 +	(h0 — a')].(VII. 92)
(VII. 93)56<0,85o и 2 < Л0 — a'»
228 Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыПоложение нулевой (нейтральной^ оси определяется из уравнения
моментов относительно точки приложений продольной силы N:KS6N + W'e' — mtRJ\е = 0.(VII. 94)о)	1 'JИQjЪгN<Х)1►- &сзш 2-гРис. VII. 15. Расчетные схемы сечения при внецентренном растяжении| 36. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЯМОУГОЛЬНОГО СЕЧЕНИЯ
Случай 1— е0<-|	а.Исходя из расчетных формул (VII. 90) и (VII. 91), необходимые пло¬
щади сечения арматуры определятся (рис. VII. 15, в) какN/h	дт\2+е°~а)(VII. 95)maRa(h0 — а'У
§ 36. Расчет элементов прямоугольного сечения229(V”-96)hСлучай 2 — е0 > 	а.Основные расчетные формулы (VII. 92) и (VII. 93) принимают вид:
N < m (maRaFa — maRfa —	(VII. 97)М? < m (А0 — у) +	(fy> —а')]	(VII. 98)При этом должны быть соблюдены условия:
х < 0,55ЛС и х > 2а'.Положение нейтральной оси определится из уравненияЯи6л: (е -+ Л0 — -0 + maRaF'ae' — maRaFae = 0. (VII. 99)Наивыгоднейшее суммарное сечение арматуры Fa + Fa получается
также при х = 0,55Л0, так как формула (VII. 32) остается справедливой
и для внецентренного растяжения.Сечения арматуры Fa и Fa определяются также по аналогичным
формулам, только в формуле для Fa знак перед членом, содержащим
силу N, меняется на обратный, т. е.—	е — 0,4ЬН2яяF' = от р 	;	(VII. 100)а maRa (Hq — а ) *	'0,55bhoRH + —53?.-" +Ъ	(VIU01)Если при этом значение Fa получается отрицательным, т. е. сжатая
арматура не нужна, то площадь сечения арматуры Fa определяется по
формуле (VII. 102) при Fa, равной нулю.Если же Fa необходима по конструктивным соображениям, то пло¬
щадь сечения ее назначают не менее установленного минимума (обычно0,2%) и, считая его заданным, находят:Ml = ¥-e — maRaF'a (h0 — а') = mAbhfc
Л- *mbhlF* = Fa+F'a + -dnr *	^И. 102)■ ai a W/7la/<aВ случае, когда значение 'Мг < 2а' (Ао — а') bRH, т. е. когда *<2а
или х < Ао — а', сечение растянутой арматуры Fa определяется по фор¬
муле~ mmaRa (A0-a') + mmaRa = mmaRa (ft* —а' + О*	103)
230 Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыПример VII. 11Р Дано: расчетная растягивающая сила N = 50 m и расчетный
момент М = 5 тм; размеры сечения h = 45 см и b = 30 см; бетон марки 150; арма¬
тура Ст. 3; коэффициент условий работы ma = 1.Найти Fa и F'а.Принимаем:а = а' = 3,5 см; h0 = 45 — 3,5 = 41,5 см.Определяем:М 5-100 Л h
ео — N ~~ 50 “ № см< g —а,т. ’е. имеем случай 1.По формулам (VII. 95) и (VII. 96) находим:-£г(-|-+во-в') 50000 (^+10-3,5)Fa= maRа (А0 — а') = 2100(41,5 — 3,5) = 18.17 сж2;N ( h	\	/45	\5000° Ьг -1°-3.5)Fa ~ mai?a (Л0 — o') - 2 100 (41,5 — 3,5) _ 5,64 СМ*'Пример VII. 12. Дано: расчетная растягивающая сила N = 30 т и расчетный
момент М = 12 тм; размеры сечения h = 50 см и 6 = 40 ли; бетон марки 200; арма¬
тура из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5; т = 1.Найти Fa и Fa.Принимаема = а9 = 3,5 еле; Лд = 50 — 3,5 = 46,5 ок.ОпределяемМ 12-100	50е0 — jij 30 — ^ 2т. е. имеем случай 2h	50е = е0 — -j- а' (= 40 — -g- + 3,5 = 18,5 с*.По формуле (VII. 100)N - -лт е —0>*6У?и 30000-18,5 — 0,4-40-46,5*•100ПринимаемFa~ m2Ra (й0 — а') “ . 2400(46,5 — 3,5)’ <0,Fa мин = 0,002-40-46,5 = 3,72 с*а;N	, 'iWj = — е-г- m&RaFa (А0 — а') = 30 000-18,5 — 2 400-3,72 (46,5 — 3,5) = 171 100 кгсм;А	AV _ _171_1<Ю_ 98А~ mbh% ~ 40-46,5* -1'У8>по табл. V. 4 приложения находимг = 0,988-46,5 = 45,9 сМ > h0 — а' = 43 аи.Поэтому ^ должно определяться по формуле (VII. 103):NF а =mmaRz( е	\ 30000 / 18,5	\Л А, —а' + 0 ~ 2400 \46,5 — 3,5 + } ~ 17,88 *
ГЛАВА VIIIЭЛЕМЕНТЫ, РАБОТАЮЩИЕ НА КРУЧЕНИЕ И НА ИЗГИБС КРУЧЕНИЕМ§ 37. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ И РЕЗУЛЬТАТЫ ОПЫТОВВ железобетонных конструкциях явление кручения имеет место во
многих случаях, но в одних оно оказывает настолько незначительное
влияние, что его вообще не учитывают, в других же — оказывается
достаточным применения некоторых конструктивных мёр. Кручение в чис¬
том виде почти не встречается. Обыкновенно кручение наблюдается в соче¬
тании с изгибом, например в балках с поперечными консолями, поддер¬
живающими площадку, в балках ломаного или криволинейного очерта¬
ния в плане, поддерживающих балкон или бак( в мачтах (опорах) в слу¬
чае одностороннего обрыва провода и в других конструкциях, когда
действующие усилия не лежат в плоскости, проходящей через ось балки,
или в элементах, ось которых криволинейна в плане.В подобных и других случаях встречается необходимость расчета
конструкций на изгиб с кручением.Следует еще заметить, что в некоторых элементах железобетонных
конструкций возникающие в них крутящие моменты влияют на распре¬
деление и величину других усилий и их стремятся учитывать в стати¬
ческом расчете тем или другим путем. Так, например, при расчете балоч¬
ных плит и второстепенных балок монолитного ребристого перекрытия это
учитывают чисто практически введением условных расчетных нагрузок
переводя часть временной нагрузки в постоянную.Для изучения явления кручения в бетонных и железобетонных эле¬
ментах круглого (сплошного и полого) и прямоугольного сечений был
произведен ряд опытов (рис. VIII. 1).Из результатов этих опытов прежде всего следует, что под влиянием
крутящего м9мента в бетоне возникают главные растягивающие напря¬
жения, вызывающие появление трещин, наклоненных под углом 45° к обра¬
зующим цилиндра или призмы, причем последовательное расположение
этих трещин имеет характер спирали (винтовой линии) с уклоном 45°.Траектории главных растягивающих напряжений, вызывающих обра¬
зование трещин, направлены по спиралям обратного направления, пере¬
секающим трещины под углом 90°t Поэтому, естественнр, и арматуру
для восприятия этих растягивающих усилий следует применять в виде
спирали, расположенной по направлению главных растягивающих.напря¬
жений.Опыты подтвердили, что спиральная арматуре, расположенная
вблизи поверхности образца (цилиндрического или призматического),
дает наилучшие результаты.В случаях действия двузначных крутящих моментов
требуется укладывать две спирали. В практике элементы, работающие
на кручение, часто армируют пространственной решеткой, состоящей1 См. § 14.
232 Глава VIII. Элементы, работающие на кручение и на изгиб с кручениемиз продольной арматуры и замкнутых хомутов (колец); при этом роль
сжатых диагоналей принимает на себя бетон.В то время как у чисто бетонных обр^цов появление первой трещины
сопровождается немедленным разрушением, в цилиндрах и призмах со
спиральной обмоткой разрушение наступает значительно позже появле¬
ния первой трещины и при¬
том тем позднее, чем сильнее
обмотка. В то же время опы¬
ты показали, что арматура
мало влияет на образование
первых трещин (величина
момента, вызывающего пер¬
вые трещины, при армиро¬
вании не увеличивается), но
сильно влияет на сопроти¬
вление образца разрушению.
Сопротивление кручению
преодолевается при достиже¬
нии арматурой предела те¬
кучести.Наружный слой бетона,
прикрывающий поперечную
арматуру, во время опытов
отваливается и потому при
расчете на кручение не дол¬
жен учитываться.Опытов с железобетон¬
ными элементами, работаю¬
щими на совместное действие
кручения и изгиба, было
произведено мало.В СССР такие опыты бы¬
ли начаты в ЦНИПСе в
1940 г. М. С. Боришанским
с целью проверки . работы
элементов, армированных
плоскими каркасами.Начиная с 1948 г., Н. Н. Лессиг под руководством проф. А. А. Гвоз¬
дева вела исследование балок прямоугольного сечения сначала на кру¬
чение, а затем и на совместное действие кручения и изгиба.В последнем случае разрушение балки происходило по некоторому
неплоскому сечению; трещина разрушения в растянутой зоне шла по
спирали, пересекая три грани, а у четвертой грани находилась сжатая
зона. При этом нейтральная ось была направлена под некоторым углом
к плоскости поперечного сечения элемента.К концу 1953 г. были предложены расчетные формулы для определения
несущей способности, исходя из двух возможных схем разрушения эле¬
мента, вызываемого наступлением текучести в растянутой арматуре.
Эти две схемы разрушения элемента от совместного действия кру¬
чения и изгиба характеризуются следующим: по первой схеме ней¬
тральная ось пересекает обе грани элемента, параллельные плоскости
действия изгибающего момента; по второй — нейтральная ось пере¬
секает обе грани, перпендикулярные плоскости действия изгибающего
момента.Результаты расчета балок на кручение с изгибом по предложеннымРис. VIII. 1. Образцы, испытанные на кручениеа— круглого сечения; б —■ прямоугольного сечения
§ 38. Расчет элементов прямоугольного сечения и их конструирование 233формулам дали удовлетворительное "совпадение опытных предельных на¬
грузок с расчетными.Испытания также показа'М, что с увеличением крутящего момента
при одном и том же изгибающем моменте жесткость балок на изгиб умень¬
шается; при эксплуатационной нагрузке в виде кручения с изгибом про¬
гибы оказались меньшими или равными расчетным прогибам при чистом
изгибе.Работа по изучению кручения с изгибом продолжается.До окончательного установления нового метода расчета на круче¬
ние по предельным усилиям в НиТУ 123-55 приведены старые формулы
для такого расчета. Для случаев же расчета:железобетонных элементов
на изгиб с кручением их рассчитывают и армируют, пользуясь принци¬
пом независимости действия сил,, отдельно- :на изгиб и отдельно на
кручение, хотя в действительности при совместном действии кручения
и изгиба работа элемента получается несколько другой.Ниже приводится старый способ расчета на кручение применительно
к указаниям НиТУ 123-55.§ 38. РАСЧЕТ НА КРУЧЕНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЯМОУГОЛЬНОГО СЕЧЕНИЯ
И ИХ КОНСТРУИРОВАНИЕВ практике железобетонные элементы,-работающие на кручение,
встречаются почти исключительно прямоугольного . сечения, но могут
иметь и более сложное сечение, которое обычно при- расчете рассматри¬
вается как состоящее из прямоугольных частей.Пусть на балку с высотой сечения h и шириной Ъ (рис. VIII. 2) дей¬
ствует крутящий момент Мкр, который может быть представлен в виде
момента двух пар поперечных сил Ph и Рь, действующих в плоскостях
арматурной обмотки:мкр = РнЬя + РА-	(Viii. 1)Как следует из опытов, в плоскостях граней балки возникают косые
растягивающие усилия Z, нормальные к направлению трещин и составляю¬
щие с осью балки угол 45°, и косые сжимающие усилия D, воспринимае¬
мые бетоном:Если Ph и Рь — силы, приходящиеся на единицу длины балки,
то соответствующие косые растягивающие усилия будут равны:Ph „7 	 РЬ
234 Глава VIII. Элементы, работающие на кручение и на изгиб с кручениемИз условия работы балки непосредственно перед разрушением,
когда бетон уже выключился из работы, можно считать, что силы растя¬
жения в спирали по всем граням должны быть равны между собой. По¬
этому можно написать, чтоZh = zb = Z или -—/=■ = РьГ7Г%
н 6	К\2 ьяуъ*откудаPfPi — Pbh я*Решая это уравнение совместно с уравнением (VIII. 1), найдем:Р 	 Мкр р 	 Мкрь ~ 2 Ья Ъ о ~ 2НЯ"Таким образом, косые растягивающие усилия на единицу длины
балки£ 	 Мкр_ 2ЬЯНЯУ2 *где ЬЯНЯ = F„ — площадь ядра элемента.Далее предполагаем, что элемент находится в расчетном предельно'^
состоянии, т. е. Мкр представляет расчетный крутящий момент, а напря¬
жение в спирали достигает расчетного сопротивления Ra.Обозначив через Fe площадь поперечного сечения всех
витков спирали, приходящихся на единицу длины балки, и вводя
коэффициенты условий работы m и та, можно написать:ИЛИ	_Мкр < mtnJl^FfiY2 bahs.При площади сечения одного витка спирали fc и расстоянии между
витками аМкр<тт^л-2У2ГеУЬ.	(VIII. 2)При другой пространственной решетке, состоящей из хомутов (ко¬
лец), продольной арматуры и сжатых частей бетона, расчетная формула
примет вид:Мкр<ттаДа. 2/л^	(VIII. 3)так какh = fcV 2.По аналогии при наличии в элементе дополнительной продольной
арматуры с сечением стержня /п и при расстоянии между стержнями а
расчетная формула будет:MKp<mma/?a.2/n^s,	(VIII. 4)откуда
§ 38. Расчет элементов прямоугольного сечения а их конструирование 235Вводя обозначение ия = 2Ья + 2Ая_— периметр ядра, , получим фор¬
мулу для определения общей длощади сечения добавочной продольной
арматурыФормулы (VIII. 3) и (VIII. 6) для определения площади сечения хому¬
тов и продольной арматуры справедливы для любой формы сечения без
входящих углов.При расчете на кручение элемента прямоугольного сечения наиболь¬
шие главные напряжения, возникающие в середине длинной стороны,
определяются по формулеО	= Мкр = Мкр.	/VIII 7)гл WKp cjfih9	IVill./jгде cx — коэффициент, зависящий от отношения h/b.Опыты показали, что для железобетона действительные напряжения
меньше вычисленных по формуле (VIII. 7) в 1,4—1,7, а в среднем в 1,6
раза.При обычных отношениях h/b — 1,5 ч-З коэффициент с1У как изве¬
стно 1, меняется в сравнительно узких пределах — от 0,231 до 0,267
и без большой погрешности может быть принято среднее его значение 0,25.Таким образом, вводя в знаменатель формулы (VIII. 7) поправочный
коэффициент 1,6 и сх = 0,25, получим:п 	 Мкр 	 Мкр	А/ Т Т I“ 1,6-0,25b2h “ 0,4b*h	iv in. ©jЕсли суммарная величина главных напряжений в элементах, рабо¬
тающих совместно на кручение и изгиб, не превосходит расчетного сопро¬
тивления на растяжение /?р, прочность их обеспечивается одним бетоном
и арматура на эти напряжения устанавливается по конструктивным сооб¬
ражениям.Это условие может быть выражено так:Q | Мкр<я0mbfiQ Qt±mb2h РИЛИQ + ^<m&V?p.	(VIII 9)Если условие (VIII. 9) не соблюдается, поперечная сила должна
быть воспринята соответствующей поперечной арматурой, а крутящий
момент — хомутами и дополнительной продольной арматурой. Если знак
крутящего момента не меняется, могут быть приняты продольная арма¬
тура и спираль.При конструировании элементов, работающих на кручение с изги¬
бом, необходимо соблюдать следующее.При применении вязаных каркасов хомуты должны быть замкнутыми,
с перепуском концов на 30 d, где d — диаметр хомута (см. рис: VIII. 4).При сварной арматуре следует применять пространственные кар¬
касы, подобные каркасам колонн, а именно, составленные: а) из четырех
плоских сварных каркасов, соединенных сваркой между собой1 По таблице Сен-Венана из курса «Сопротивление материалов».
236 Глава VIII. Элементы, работающие на кручение и на изгиб с кручением(рис. VIII. 3, а); б) из двух плоских сварных каркасов и приваренных
к ним поперечных стержней (рис. VIII. 3, б); в) из четырех плоских свар¬
ных каркасов и отдельных поперечных стержней, сваренных между со¬
бой (рис. VIII. 3, в).S)6)I t IРис. VIII. 3Продольная арматура, работающая на кручение, устанавливается
по боковым граням балки. В качестве продольной арматуры может быть
использована и монтажная арматура, устанавливаемая по верхним и боко¬
вым граням балки.Пример VIII. 1. Даны: расчетный крутящий момент Мкр == 1,5 тм, расчетная
поперечная сила Q = 10 т; сечение балки 60x30 см; бетон марки 150; арматура Ст. 3;коэффициент условий работы т = 1.HWH*Ф6шЛшЛЛ~W6Подобрать арматуру на кручение.
Принимаем: ho = 60—4 = 56 см; /гя =
= 60-2-2,5 = 55 см; Ья = 30—2*2,5 = 25 см.
Проверяем по формуле (VIII. 9):*Е. = 10 000 -1500000,460,4-30= 22 500 кг;ах-Исм
Рис. VIII. 4mbh0Rp = 30 • 56 • 5,2 = 8 736 кг, следова¬
тельно, необходима специальная арматура
на кручение.Сечение замкнутых хомутов на 1 пог. м
балки — по формуле (VIII. 3):Р _ fX _ Мкр _ 150 000-100
* a 2mmaRaF. 2-2 100-55.25= 2,59 см2/пог. м.Принимаем 9 0 6 (Fx = 2,55 см2) на 1 пог. м (шаг 11 см).Сечение дополнительной продольной арматуры — по формуле (VIII. 6):р 	 Мкрн* 	 150 000-2 (55 + 25) _ А 2Гп — о-^, n р	о о 1ПП.кё~ок	’ СМ •2mmaRaFi2-2100-55*25Принимаем 2 0 16 (Fn = 4,02 см2)% располагая стержни по середине боковых сто¬
рон балки (рис. VIII. 4).
ГЛАВА IXРАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
ПО ДЕФОРМАЦИЯМ (ЖЕСТКОСТИ)§ 39. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯРасчет жесткости (деформаций) требуется при решении значительного
числа задач: при проверке прогибов и при расчете несущей способности
конструкций, зависящей в той или иной мере от деформаций; величина
жесткости необходима при определении частоты собственных колебаний,
температурных усилий, усилий при осадке опор и т. п.Вследствие широкого применения в строительстве сборных железо¬
бетонных конструкций заводского изготовления, таких, как элементы
перекрытий, покрытий и др., расчет по деформациям приобрел особенно
большое значение. Необходимость такого расчета вызвана здесь следую¬
щими обстоятельствами.Во-первых, зачастую при проектировании сборных конструкций стре¬
мятся к получению возможно меньших сечений (малой высоты) с целью
уменьшения веса, что делает элементы менее жесткими.Во-вторых, как известно, в последние годы для армирования железо¬
бетонных конструкций широко применяется сталь более высокой проч¬
ности, чем прежде. Расчетные сопротивления, а следовательно, и рабочие
напряжения в арматуре из стали марок Ст. 5 и 25Г2С, а также из холодно¬
тянутой проволоки существенно выше, чем у ранее применявшихся
сталей, почти исключительно марок Ст. О и Ст. 3. ото привело к увеличе¬
нию напряжений в арматуре и ее деформаций, а следовательно, и-проги¬
бов железобетонных элементов. Как будет видно ниже, прогибы изгибаемых
элементов почти пропорциональны напряжениям в арматуре.Расчет жесткости по нормам 1949 г., исходя из стадии I и условного
модуля упругости при изгибе (0,625 Ей), давал существенные отклонения
от действительной жесткости.В 1940 г. советский ученый проф. В. И. Мурашев впервые предложил
теорию расчета жесткости и раскрытия трещин в железобетонных кон¬
струкциях и развил ее в последующие годы 1 . Затем правильность этой
теории была проверена другими исследователями б. ЦНИПС и в некото-г
рой части уточнена2.	..Основные положения метода расчета жесткости железобетонных кон¬
струкций с учетом упругогпластических свойств материалов заключаются
в следующем.1.	В основу расчета принято, наиболее близкое к действительности
предположение,- что при эксплуатационных 'и более высоких нагрузках1 В. И. Мурашев, Теория появления и раскрытия трещин, расчет жесткости
железобетонных элементов, «Строительная промышленность» № 11, 1940.В. И. Мурашев, Трещиноустойчивость, жесткость и прочность железобетона,
Машстройиздат, 1950.8 Я. М. Немировский, Жесткость изгибаемых железобетонных элементов
и раскрытие трещин в них, ЦНИПС, Сборник статей, Стройиздат, 1949.Я. М. Немировский, Жесткость изгибаемых железобетонных элементов при
кратковременном и длительном нагружении, «Бетон и железобетон» № 5, 1955.
238 Глава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций по деформациямизгибаемые элементы работают с трещинами в растянутой зоне, т. е. по
стадии II. При этом железобетон рассматривается как упруго-пласти¬
ческий материал, у которого пластические деформации развиваются одно¬
временно с упругими, начиная с малых нагрузок.2.	Для бетона зависимость «напряжения — деформации»,
как известно, выражается некоторой кривой (рис. IX. 1, а), характер
которой может быть различным в зависимости от марки и состава бетона,ДеформацииРис. IXI 1. Зависимости «наНрййсений — Деформаций*а — длй бетона; б — Для арматуры б бетонеот беличйны, длительности й характера действия нагрузки и т. Д. Полная
деформация еб складывается из упругих , (обратимых) деформаций еу
и пластических (необратимых) деформаций еПеб = еу + еп.Обозначая отношения пластической и упругой части деформациие„ _ _iz_ t а модуль упру-
ебгогпластичности через Еб = — , получим следующие выражения;бетона к полной деформации через X = ~ и чЧеб = ву + Хе„ или еу = (1 — X) еб = уеб,
°б = еуЕб и об = ебЕ'б,откуда модуль упруго-пластичности при сжатии£« = - =
6 «бОбА(1 _X)Se = v£6(IX. 1)
(IX. 2)(IX. 3)и по аналогии модуль упруго-пластичности при растяжении£;.p=(i-v£6=^6,	ах. 4)где X и Хр — коэффициенты пластичности бетона соответственно при
сжатии и при растяжении;
v и vp — коэффициенты упругости при сжатии и при растяжений.
§ 39. Основные положения239Теоретически для упруго-пластического материала значение X может
меняться от близкого к нулю (при еп 0) до близкого к единице (при
еу -► 0).Зависимость (IX. 3) дает возможность независимо от абсолютной вели¬
чины пластических деформаций установить в общем виде (принимая ту
или иную кривизну эпюры) влияние изменений X или (1 —X) = v на жест¬
кость железобетонных элементов. Можно выявить тот допустимый верх¬
ний предел X, до которого жесткость элемента (с изменением X в неболь¬
ших пределах) снижается несущественно, т. е. когда нет опасности возмож¬
ного резкого нарастания деформаций. На основании произведенных иссле¬
дований и расчетов установлено, что таким пределом является значение
X = 0,8 -г- 0,85, а при дальнейшем увеличении X на 10% наблюдается уже
резкое нарастание деформаций.Испытания балок и внецентренно сжатых колонн показали, что X изме¬
няется практически в пределах от 0,5 до 0,8. Таким образом, для обычных
тяжелых бетонов верхнее предельное значение X не превосходит теорети¬
чески допустимого. Этим объясняется, что наличие пластических деформа¬
ций в бетоне (пластичность совместно с ползучестью) не приводит к ката¬
строфическому нарастанию деформаций.3.	Принята наиболее простая эпюра напряжений в сжатой
зоне — прямоугольная; при этом пренебрегают незначительным
изменением высоты сжатой зоны и плеча внутренней пары.4.	Для арматуры в бетоне характер изменения деформаций в зависи¬
мости от напряжений иной, чем для свободного металла. На рис. IX. 1, б
приведена эмпирическая кривая средних деформаций растянутой арматуры
в бетоне на участке между трещинами и диаграмма деформаций свободного
металла.Как видно из этого графика, растянутый бетон, обволакивающий арма¬
туру, существенно снижает ее удлинения, причем при небольших и сред¬
них процентах армирования это влияние бетона сохраняется вплоть до
начала текучести арматуры.В.	И. Мурашев назвал отношение напряжения в а-рматуре оа в сечении
с трещиной к средним ее деформациям еа. с средним условным модулем
упругости арматуры в бетоне:откудааа ^ еа. с^а.си соответственно°а. с = ®а. с^а*Для свободного металла в сечении с трещиной°а = ®а^а*Из этих зависимостей имеемj? Фа 	 £аеа 	£^а(IX. 5)(IX. 6)где ф = —а‘с- = - а -с-Т	£,»	Оо<	1. — коэффициент, учитывающий работу растяну¬
того бетона между трещинами и зависящий
от марки бетона, процента армирования,
величины напряжения и характера действия
нагрузки.
240 Глава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций по деформациямРастянутая арматура в бетоне получает как бы повышенный условный
модуль упругости, которым надо пользоваться при расчетах.Далее многие опыты ЦНИПС, в том, числе последние исследования
показали, что значение коэффициента ф к моменту образования пласти¬
ческого шарнира близко к единице, т. е. бетон к этому моменту между
трещинами в значительной мере выключается из работы.5.	Закон Гука здесь не применим, так как он не учиты¬
вает пластических деформаций, которые в бетоне проявляются уже при
сравнительно небольших напряжениях.Рис. IX. 2. Деформации железобетонного элемента при чистомизгибе6.	Гипотеза плоских сечений считается п р и е м л е:
мой, но при условии, что она применяется не к каждому отдельному
сечению, а к средним сечениям, расположенным на участках
между трещинами.Представим себе вырезанную двумя плоскостями часть элемента дли¬
ной /, подверженную чистому изгибу (рис. IX. 2). В ней после появления
трещин растянутая зона бетона разделяется трещинами на отдельные
диски длиной /т. При этом напряжения в растянутой зоне бетона, вообще
говоря, упадут и около трещин будут равны нулю, а с приближением
к середине каждого диска будут возрастать до некоторой величины; напро¬
тив, напряжения в арматуре в пределах трещины будут иметь наибольшее
значение, а с удалением от трещин внутрь диска будут падать до некоторой
величины. Деформации сжатого бетона (не претерпевающего разрыва)
и арматуры на длине между трещинами будут непостоянны. Таким образом,
общее деформированное состояние элемента определяется средними отно¬
сительными деформациями бетона и арматуры, одинаковыми по всей
длине элемента (при чистом изгибе).Высота сжатой зоны х по длине элемента, как и продольные деформа¬
ции, тоже непостоянна (нейтральная линия — волнообразная), но сред¬
няя высота сжатой зоны при постоянных средних относительных продоль¬
ных деформациях одинакова и будет равнахс = I—ГГТГ^о*	(IX. 7)£а. с “Г ебИсходя из этих условий, средняя кривизна оси элемента на участках
между трещинами может быть выражена так:1 	 еа. с 	 	 ^а		 еб 	Рс ho хс Еа- с (^о хс)	хс	Ебхс(IX. 8)где рс — средний радиус кривизны оси элемента;©а. с и еб — средние относительные деформации растянутой арматуры
и крайнего волокна сжатой зоны бетона;
§ 39. Основные положения241хс — средняя высота сжатой зоны бетона;Еа. с — средний модулечупругостй растянутой арматуры;Еб — средний модуль'1 Уйруго-пластйчности бетона при сжатии
на участках между трещинами;
а а и о6 — напряжения растянутой арматуры и крайнего волокна сжа¬
того бетона в сечениях с трещинами.7.	Дано новое понятие, моментов сопротивле:
н и я сечения элемента из упруго-пластических материалов.Как известно, для элементов из упругих материалов момент внутрен¬
них сил по сжатой или растянутой зоне хечения выражается так:7».	<1Х-9>Здесь момент инерции J является основной геометрической характе¬
ристикой сечения при расчете.Для элементов из упруго-пластических материалов с нелинейным
распределением напряжений по высоте сечения обычное определение мо¬
мента инерции и зависящих от него момёнтов сопротивления по растя¬
нутой и сжатой зонам Wp и Wc неприменимо.Для расчета элементов из упруго-пластических материалов основными
характеристиками являются моменты сопротивления сечений, которые
определяются следующим образом.Момент сопротивления сечения по растянутой зоне после появления
трещин равен моменту внутренних сил относительно оси, расположен-’
ной в сжатой зоне сечения, деленному на напряжение в растянутой
арматуре:=	(IX. 10)Если .моменты внутренних сил определяются до появления трещин
в растянутой зоне бетона, то=	(IX. 11)Wpгде Мт — момент внутренних (или внешних) сил относительно точки,
расположенной в сжатой зоне сечения;ор — напряжение в крайнем волокне растянутой зоны бетона.Момент сопротивления сечения по сжатой зоне равен моменту внутрен¬
них (или внешних) сил относительно центра тяжести растянутой арматуры,
деленному на напряжение в крайнем волокне сжатой зоны бетонаК =	(IX. 12)Как следует из определений, момент сопротивления для железобетон¬
ных сечений не является только геометрическим понятием, находясь
в зависимости и от упруго-пластических характеристик составляющих
материалов, но размерность его и в этом случае чисто геометрическая —
кубические сантиметры.Отметим еще, что в то время как расчет прочности производится по
расчетным нагрузкам (с коэффициентами перегрузки), расчет деформаций
по НиТУ 123-55 производится по нормативным нагрузкам вследствие
меньшей опасности достижения этого предельного состояния.
2451 Глава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций по деформациям§ 40. ОСНОВНЫЕ РАСЧЕТНЫЕ ФОРМУЛЫ1.	Жесткость сечений по растянутой и сжатой зонам✓Выше была приведена формула (IX. 8), выражающая среднюю кри¬
визну оси элемента после появления трещин в растянутой зоне (случай
чистого изгиба):1 __ о« __	°6_ ,Рс £». с	Е'6хс *Подставив в нее значения оа и об, выраженные через изгибающие
моменты и моменты сопротивления сечений по растянутой и сжатой зонам,
получим1	Ма		 Мс	/у уРс ~ ЕЛ. сИ7а (А« - хс) ~ E’6WqXz ’	1 * 'В этих выражениях знаменатели представляют собой (средние) жест¬
кости сечений железобетонного элемента после появления трещин в бетоне
по растянутой и сжатой зонам и обозначаются Ва и Вс:5.	= CW,	(ho —x^i	(IX. 14)Be = E'sW'X, = E6( 1 - X) Wzx, = E^W^,	(IX. 15)где — коэффициент, учитывающий работу растянутого бетона между
трещинами;X и v — коэффициенты, учитывающие упруго-пластические свойства
бетона;хс — средняя высота сжатой зоны бетона на участке между трещи¬
нами.Как видно из формул (IX. 14) и (IX. 15), исходными характеристи¬
ками жесткости сечения являются моменты сопротивления, а не моменты
инерции, как это имеет место при упругих материалах.Зная М и В, можно определить деформации (углы поворота и про¬
гибы), пользуясь обычными формулами строительной механики.2.	Определение моментов сопротивления и высоты сжатой зоныДля получения значений W и х необходимо знать закон распределе¬
ния напряжений в бетоне сжатой зоны по высоте сечения.Выяснено, что на величине жесткости сечений, а также и на величинах
моментов сопротивления не отражается сколько-нибудь существенно за¬
мена трапецеидальной эпюры прямоугольной. Поэтому для расчета жест¬
кости в стадии II принята прямоугольная эпюра.При такой эпюре напряжений в сжатой зоне бетона внутренние уси¬
лия в сжатой и растянутой зонах сечения в общем виде равны (рис. IX. 3):d6 = />б, d; = и z = /vv	(IX. щДля упрощения выкладок площади сжатой зоны бетона и сжатой арма*
туры приводятся к растянутой арматуре:
'§ 40. Основные расчетные формула243Площади сжатой и растянутой арматуры, приведенные к сжатому
бетону, равны:	/н:F — F — — n'F х~а-а. б — Га об ~ " Га *(IX. 18)Высота сжатой зоны определяется из условия равенства нулю суммы
проекций внутренних И внешних сил На нормаль к сечению. При выра¬
жении внутренних усилий через приведенные йЛощадй величина х опре:делится из условия равенства нулю алгебраической суммы площадей,
приведённых к растянутой арматуре или к сжатому бетону, т. е.а^6.а = 0;'(IX. 19)Подставляя значения приведенных площадей из формул (IX. 17)
и (IX. 18), получаем уравнение для определения х, а именно:Р	pr Л — U	р	Xа aht — X 6 n' (h0 — x)= 0или"Ч7 hq — X■n'F'*~aа X■^ = 0.(IX. 20)
(IX. 20а)Для прямоугольных сечений уравнение (IX. 20) после подстановки
F6 — bx и деления на bhо примет вид:\ п> ьн0 (! А0) + п> bh0 ( А0 У ~ °*Обозначив:п’Раn'F.(IX. 21)получим+ (а + л') * — а — а'8' = 0,Решая это уравнение, находим. _ *с _ а + а’ t 1//« + «'\8 I _ I -/g'
244 • Глава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций по деформациямПри одиночной арматуре'		5 = Г0 = ~Т + Ут + «•	(1Х- 23)Для таврового и двутаврового сечений с одиночной и двойной арма¬
турой после подстановки в уравнение (IX. 20)F6 = bx + (b'n-b)h'nимеемГn’Ft . п'К , (6п— b)h'n~\x	+	Лhl~\. bha + bh0 bha J Ло bh0 “U-
ф’ —b)h'Вводя обозначения по (IX. 21) и п bh п = -у', получим
£а — (a + a'-f T')S — a — 8V = 0или приg ~Ь а'Ч~ 1* 	 я2 —S	= £ = — А + У А2 + a + a'8' .	(IX. 24)fl0Согласно определению, момент сопротивления сечения по растянутой
зоне равен моменту внутренних сил относительно оси, расположенной
в сжатой зоне сечения, деленному на напряжение оа. Следовательно, мо¬
мент сопротивления сечения равен сумме статических моментов площадей,
приведенных к растянутой арматуре, относительно моментной точки,
расположенной в сжатой, зоне сечения:= S* + Sii = Faz + F'af=%-(ixc-a').	(IX. 25)Аналогично момент сопротивления сечения по сжатой зоне равен
статическому моменту площадей, приведенных к сжатому бетону, относи¬
тельно центра растянутой арматуры:= s; + 5;. а = F6Z + n'F'& (h0 - а’).	(IX. 26)" •	* ’	• ,"СДля прямоугольных сечений формулы (IX. 25) и (IX. 26) принимаютвид:K=Fa (К - 0,5:0 + К (0,5д:с—а');	(IX. 27)W^bx^ho-O^+n'F^^-iho-a').	(IX. 27а)сПри одиночной арматуре: •^ = ^(^0-0,5^;	(IX. 28)Wc = bxc(h0 — Ot5xJ.	(IX. 28а)Для тавровых и двутавровых сечений моменты сопротивления по
растянутой зоне, принимая моментную точку в центре тяжести сжатой
зоны ребра:W, = Ft (ho -0,5^ + F’a(0,5хс-а') +
§ 40. Основные расчетные формулы245Согласно НиТУ 123-55, если значение хс, вычисленное по формуле
(IX. 24), окажется меньше д^щины сжатой полки /4, величину 1'
вычисляют при хс = А„. 'Таким образом, для прямоугольного сечения жесткость сечения по
растянутой зоне будет определяться формулой(h0—xj (h0 - 0,5хс).	(IX. 30)В этой формуле переменными являются значения <]) и хс, которые зави^
сят от величины и характера действующей нагрузки и от момента, вызы¬
вающего образование первых трещин, а также от величины напряжения
в арматуре и упруго-пластических деформаций сжатой и растянутой зоны.
Вследствие этого вводимые в расчет значения <]> и хс должны отвечать той
стадии работы элемента, для которой определяется жесткость.В формулы (IX. 20), (IX. 27а) и др. для определения хс и W входитВеличина tyv может быть определена из сравнения измеренных вели¬
чин хс с теоретическими его значениями. С этой целью в ЦНИПС были испы¬
таны специальные серии балок из бетона разных марок с разными процен¬
тами армирования. Эти испытания показали, что хотя величины ф и v
претерпевают значительные изменения (с увеличением нагрузки <J> увели¬
чивается, a v уменьшается) однако произведение <]>v меняется в незначи¬
тельных пределах примерно от 0,27 до 0,33. Поэтому в эксплуатационной
стадии для сечений, работающих при кратковременной статической на¬
грузке, для определения хс и W можно приниматьcpv = 0,33.	(IX. 31а)В этом случае п' = 3п.При таком условии единственной переменной величиной, входящей
в формулу (IX. 30) для жесткости сечения, выражающей изменение жест:
кости при различных напряжениях, является коэффициент ф.3. Определение коэффициента фНаибольшие затруднения в теории жесткости представило получение
точного выражения для коэффициента характеризующего работу растя:
нутой зоны бетона.По Мурашеву — при появлении в изгибаемых элементах ряда тре^
щин, расположенных на расстояниях /т, эпюры нормальных напряжений
в бетоне и арматуре и напряжений сцепления имеют вид, показанный
на рис. IX. 4. При этом с увеличением нагрузки напряжения в бетоне
между трещинами постепенно уменьшаются и участие растянутого бетона
в работе снижается.По формулам (IX. 5) и (IX. 6)ф = =	(IX. 32)где оа — переменное напряжение в арматуре в сечении с трещиной;«а. с = — “l'V-	(IX. 33)ста2 — разность напряжений в арматуре по трещине и по середине
между трещинами, равная0а2 = °а.т — °ab	(IX. 34)
244 Глава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций по деформациямПри одиночной арматуре| + 'Ут + -	АХ-23)Для таврового и двутаврового сечений с одиночной и двойной арма¬
турой после подстановки в уравнение (IX. 20)F6 = bx + (b’n-b)h'nимеем*	n'(Fa+f;v)' \n'Fj ■ п'К ■i lbh0 + bh0 _t“ bh0 JHq L bfiQ 1 bk^ 1 Ь/Iq J Hq _ bhgВводя обозначения по (IX. 21) и - п	= j', получим£2 — (а + а'-Ь Т')5 — а — 5V = 0или при«+а'+Г л2	—i = *-£ = — А + У А2 + а + а'8'.	(IX. 24)п0Согласно определению, момент сопротивления сечения по растянутой
зоне равен моменту внутренних сил относительно оси, расположенной
в сжатой зоне сечения, деленному на напряжение аа. Следовательно, мо¬
мент сопротивления сечения равен сумме статических моментов площадей,
приведенных к растянутой арматуре, относительно моментной точки,
расположенной в сжатой, зоне сечения:= 5а + Si . = Рйг + F'a -j^L (fxc—а').	(IX. 25)Аналогично момент сопротивления сечения по сжатой зоне равен
статическому моменту площадей, приведенных к сжатому бетону, относи¬
тельно центра растянутой арматуры:Wc = ^а = -F6z + n'F’a *=* (h0 - а').	(IX. 26)
Для прямоугольных сечений формулы (IX. 25) и (IX. 26) принимаютвид:F* (Ао “ 0.5^с) + К (0,5*-а');	(IX. 27)Гс= Ьхс (ho - 0,5xJ+n'F'a(ho-а').	(IX. 27a)сПри одиночной арматуре: •W3 = F,(ho-Q,bx&	(IX. 28)Wc = bxc (h0 — 0, б*,)-	(IX. 28а)Для тавровых и двутавровых сечений моменты сопротивления по
растянутой зоне, принимая моментную точку в центре тяжести сжатой
зоны ребра:Wa = F, (h0 - 0,5*,) + Г (0,5л:с - а') +	 ■*£!
§ 40. Основные расчетные формулы245Согласно НиТУ 123-55, если значение вычисление по формуле
(IX. 24), окажется меньше-лещины сжатой полки /4, величину 1'
вычисляют при хс = th. 'Таким образом, для прямоугольного сечения жесткость сечения по
растянутой зоне будет определяться формулойЯа = ^а(Ло~*с)(Ло-0,5*с).	(IX. 30)В этой формуле переменными являются значения <|> и хс, которые зави¬
сят от величины и характера действующей нагрузки и от момента, вызы¬
вающего образование первых трещин, а также от величины напряжения
в арматуре и упруго-пластических деформаций сжатой и растянутой зоны.
Вследствие этого вводимые в расчет значения <]» и хс должны отвечать той
стадии работы элемента, для которой определяется жесткость.В формулы (IX. 20), (IX. 27а) и др. для определения хе и W входитВеличина <|>v может быть определена из сравнения измеренных вели¬
чин хс с теоретическими его значениями. С этой целью в ЦНИПС были испы¬
таны специальные серии балок из бетона разных марок с разными процен¬
тами армирования. Эти испытания показали, что хотя величины <j> и v
претерпевают значительные изменения (с увеличением нагрузки <|> увели¬
чивается, a v уменьшается) однако произведение <|>v меняется в незначи¬
тельных пределах примерно от 0,27 до 0,33. Поэтому в эксплуатационной
стадии для сечений, работающих при кратковременной статической на¬
грузке, для определения хс и W можно приниматьр = 0,33.	(IX. 31а)В этом случае п’ = Зп.При таком условии единственной переменной величиной, входящей
в формулу (IX. 30) для жесткости сечения, выражающей изменение жестг
кости при различных напряжениях, является коэффициент <|>.3.	Определение коэффициента <|>Наибольшие затруднения в теории жесткости представило получение
точного выражения для коэффициента ф, характеризующего работу растя:
нутой зоны бетона.По Мурашеву — при появлении в изгибаемых элементах ряда тре¬
щин, расположенных на расстояниях /т, эпюры нормальных напряжений
в бетоне и арматуре й напряжений сцепления имеют вид, показанный
на рис. IX. 4. При этом с увеличением нагрузки напряжения в бетоне
между трещинами постепенно уменьшаются и участие растянутого бетона
в работе снижается.По формулам (IX. 5) и (IX. 6)ф = ^ = ^,	(IX. 32)где оа — переменное напряжение в арматуре в сечении с трещиной;оа> с = аа — <о1оа2;	(IX. 33)ааг— разность напряжений в арматуре по трещине и по середине
между трещинами, равная0а2 = °а.т — °аГ.	(IX. 34)
246 Глава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций по деформациям©! — коэффициент полноты эпюры напряжений в бетоне на участке
между трещинами, значение косого [с достаточным приближе¬
нием можно .принять равным <о = 2/3.Первоначально выражение для <|> было получено, исходя из того, что
напряжение в бетоне в середине между трещинами от момента появления
трещин до наступления текучести арматуры остается постоянным и рав¬
ным ар = 0,5i?p = const.При этой предпосылке имелось ощутимое расхождение между опыт¬
ными и теоретическими значениями i]>. Поэтому были предприняты новыеРис. IX. 4. Эпюры напряжений в растяяутой зоне изгибаемого
элемента после появления трещинисследования, которые привели к принятию в середине между трещинами
переменной величины ар, более правильно отражающей характер работы
бетона между трещинами в зависимости от процента армирования и напря¬
женного состояния, а именно:°Е =fraИЛИ	frp 	 ^а. т . Мт	 W'TRpЯр “ аа ~ Md~ Wa<Jа *(IX. 35)(IX. 36)Коэффициент х (на основе опытов) рассматривается как отношение
напряжения в арматуре в сечении с трещиной непосредственно после ее
появления <ja r к переменному напряжению в арматуре в сечении с трещи¬
ной оа, возникающему при дальнейшем возрастании нагрузки вплоть
до нас'^упления текучести арматуры, или, другими словами, % принимается
равным отношению момента при появлении трещин к момеету, при котором
определяется раскрытие трещин.Напряжение в арматуре в сечении с трещиной непосредственно после
ее появления определяется по формуле	 ^т^р»-т— wa *(IX. 37)где WT — момент сопротивления сечения при появлении трещин в ста¬
дии I (непосредственно перед появлением трещин)J;Wа — момент сопротивления по растянутой зоне в стадии II.1 Формула для момента сопротивления сечения при появлении трещин выведенав § 45,
§ 40. Основные расчетные формулы247Таким образом, переменная величина эр поставлена !в зависимость
от двух основных факторов, характеризующих влияние растянутой зоны
бетона на деформации железобетонных элементов: от процента армиро¬
вания (оа т) и от величины нагрузки (напряжения оа в арматуре). Пря уве¬
личении нагрузки бетон между трещинами постепенно выключается из
работы и значение <Jp соответственно уменьшается.Формула для коэффициента t[> выводится из равенства усилий в сече¬
ниях с трещинами и в сечениях по середине между трещинами с учетом
закона изменения напряжений ор в растянутом бетоне в середине между
трещинами по формуле (IX. 36). Здесь пренебрегают изменением FA по
Длине элемента, а также изменением высоты сжатой зоны в сечении по сере-:
дине между трещинами с увеличением нагрузки.Для любой нагрузки напишем в левой части сумму усилий в растяну¬
той зоне в сечении с трещиной, а в правой — в сечении посередине между
трещинамиАо/а + n’RfFa + (1 - у bhRp =“«аЛ + X 0 — U bhRv + Да/а,откуда°al = [l +	«Л*	(IX. 38)Разность напряжений в арматуре в трещине и в середине блока между
трещинами=1 ~3"^ <1Х-39)иа2 °а.ОбозначаяГт 1=?т.получимаа2 — аа. т *Jai = [?*“-~X)af~y] n’>Rp- (IX.39а)o>lOa2гдеПо формулам (IX. 32) и (IX. 33)ф = °а* с = qa — <°1ва2 = |Y оа	аа	ааПодставляя в эту формулу значение о а2 и принимая щ = 8/3, получимДля прямоугольного сечения прй 5* ==» 0,5ф=1_^ L -1=1].	(IX* 40а)Т : Заа LTt 2ar J »для таврового сечения с полкой в растянутой зоне2п^р Г (1 —71) (1 — ST + 7i)l	(IX. 406)V-1 Заа L?* •' “1 J’_ (bar- Ь) . п’ -*2^-2п- а — — д» И±.11—.: bh * "р — гЕб-гп> «1- bh ~^1£й*
248 Глава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций по деформация^Опытная проверка показала близкое совпадение значений, вычислен¬
ных по формуле (IX. 40а), сзкмеренныг^)^ при различных процен --	еатах армирования.Однако выведенные для коэффициента ф формулы из-за своей слож¬
ности мало пригодны для практических расчетов, и НиТУ 123-55 рекомен¬
дуют определять ф по таблицам. Но и таблицы получились весьма слож¬
ными, и нахождение по ним коэффициента ф является довольно кропот-
дцэой работой, особенно для элементов, .имеющих тавровое и двутавровое
сечение, так как требуется двойное и даже тройное интерполирование,
при котором легко могут быть сделаны ошибки. Кроме того, таблицы для ф
подсчитаны при определенных значениях пр/?р, т. е. для определенной
марки бетона, и действительные значения ф^во многих случаях будут отли¬
чаться от табличных.Все это привело к необходимости изыскать более простые выражения для вычи¬
сления ф.Относительно простые формулы для ф удалось получить канд.' техн. наук
Ю. Н. Покровскому (Ленинградский инженерно-строительный институт) при несколько
ином толковании этого коэффициента, а именно, как отношения моментов среднего
усилия в растянутой арматуре относительно оси сжатой зоны к полному1:^ ^ ^а. с °а. с ^ МЛ. с = МП Мб. р. с — ]	 Мб. p. с	(IX. 41)ба За МП	Мп	Мц *где Мб. р. с — средний момент усилия растянутого бетона относительно оси сжатой зоны.
После преобразования им получено выражение ф— общее для любых сечений:ф=1--2 (l_^llir)r	(IX. 42)где ..л,	 Мт' а V 	 Za, ГДля прямоугольного сечения —-— = 0,39 + аг;Та. т♦-‘-ТЕщЬт^	(1х'42а>для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при —-— = 0,39 + <*i + KiТа. т♦"■-H'-o*+\ + ь)'Однако и эти формулы хотя и значительно проще формул (IX. 40) и (IX. 406) все же
недостаточно удобны для практических расчетов из-за сложности определения коэф¬
фициента х* Поэтому тем же автором даны приближенные формулы, не содер¬
жащие этого коэффициента. Для прямоугольного сечения с одиночной арматурой упро¬
щенная формула имеет вид:(1Х,43)где•‘-«Sr-	(IX.44)1 Ю. Н. Покровский. К вопросу определения коэффициента ф при расчете
жесткости изгибаемых железобетонных элементов, «Бюллетень технической информа¬
ции», Главленинградстрой, № 11, 1957.
§ 40. Основные расчетные формулы.249Для других форм сечений формула приведена к виду(««1здесь для тавровых сечений*= 1 + 2,I'll*»	(IX. 45а)для двутавровых и коробчатых сечений*=1+3,2т,	(1Х-4Бб)прит = Tl = V == ^ = (^п ft) .bh bh 'для прямоугольных сечений с двойной арматурой*= 1 + 0,35а';	(IX. 45в)для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне*'"1 + r+W-	(,Х'45г)Разница в значениях ф, определенных по этим формулам и формулам (IX. 40)
и (IX. 406), незначительна.Приближенные формулы также преобразованы применительно к условиям, при
которых определены табличные значения ф (табл. VII. 1 — VII. 3 приложения1),
и имеют вид:для прямоугольного сечения с одиночной арматуройW4	<1Х'4в)для тавровых сечений с полкой в растянутой зоне *ф = 1 —■!’51^.+ 1,3а)..>	(IX. 46а)где<=1+2,11;	(IX. 466)для двутавровых и коробчатых сеченийф = 1 — + 1’3“>	(IX. 46в)*	0,95 А2 ’	v 'где t = 1 + 3,2lf.В этих формулах коэффициентk= а71-?а-;	(IX. 47)100 *7) — относительное плечо внутренней пары.Для сечений с двойной арматурой, а также для тавровых сечений с полкой
в сжатой зоне следует пользоваться формулой (IX. 46), принимая коэффициент т] как
для прямоугольных сечений с одиночной арматурой.Как показали расчеты (см. примеры) разница в значениях ф, определенных по
таблицам и формулам, не превышает 10%, за исключением нескольких случаев, когда
вычисленные значения существенно меньше табличного значения ф = 0,40. В этих
случаях следует принимать ф = 0,40.НиТУ 123-5р^ приложение II, табл. 4, 5 и 6.
250 Глава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций по деформациям§ 41. ПРАКТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
ПО ДЕФОРМАЦИЯМ (ЖЕСТКОСТИ); УЧЕТ
ДЛИТЕЛЬНОСТИ ДЕЙСТВИЯ НАГРУЗКИ1.	Расчет жесткости изгибаемых элементов при кратковременном
и длительном нагруженииИзложенную выше теорию расчета жесткости при чистом изгибе можно
распространить на общий случай изгиба, когда в сечениях по длине эле¬
мента возникают различные напряжения. Исследования показали, чтоповышенная жесткость менее напряженных частей элемента на величину
наибольших деформаций (прогиба) влияет незначительно — в пределах
5—8 %. Поэтому для определения наибольших деформаций можно вводить
в расчет для каждого участка элемента, имеющего изгибающий момент
одного знака (рис. IX. 5), постоянную минимальную величину жесткости,
вычисленную для сечения с наибольшим изгибающим моментом, т. е.BKf = jWi(hl-xJ.	(IX. 48)При этом значения хс и ^ определяются по фомулам § 40.Для расчета сечений (прямоугольных, тавровых и двутавровых)
удобнее пользоваться формулой, рекомендуемой НиТУ 123:55:BKp = ^F&chl,	(IX. 49)где с — коэффициент, являющийся характеристикой сжатой зоны, выра-*
жается формулойс = 4(1-У*	(IX. 50)•	WЗдесь 1} = —е~т	приведенное плечо внутренней пары;Г Sift6С = ^	относительная средняя высота сжатой зоны.
'§ 41. Практический расчет железобетонных элементов по деформациям 251Значения коэффициента t|> в зависимости от напряжения в арматуре аа
и величины а принимаются поЪабл. VII. 1 hVII.3 приложения, а значе¬ния коэффициента с по табл. VIT.4 и VII. 5 приложения; по этим же табли:цам определяются [и значения -jr-.0Однако в формулах (IX. 48) и (IX. 49) не учитывается важный фактор
времени, т. е. влияние на деформации длительного действия нагрузки.
Опыты показали, что при таком нагружении железобетонных изгибаемых
элементов происходит нарастание деформаций в сжатой и растянутой зо¬
нах сечений, сопровождаемое значительным увеличением начальных про¬
гибов. Это нарастание деформаций происходит интенсивно в первые дни
и недели воздействия нагрузки и затухает через несколько месяцев;В недавних опытах ЦНИПС первоначальные прогибы образцов по
происшествии двух месяцев увеличились почти вдвое.При длительном воздействии нагрузки характер развития деформа¬
ций иной, чем при кратковременном ее действии 1; происходит более ин¬
тенсивное развитие полных деформаций крайних сжатых волокон бетона
по сравнению с деформациями растянутой арматуры, при этом уменьшение
параметра v = 1 — X происходит во времени, особенно в начальный
период, гораздо быстрее, чем увеличение коэффициента ф. Поэтому вели¬
чина фу не остается постоянной, а убывает сначала быстро, а затем мед¬
леннее.Величина <])•» зависит от многих факторов, в том числе от вида напря¬
женного состояния элемента, свойств бетона, процента армирования,
вида арматуры, формы сечения и др.На нарастание деформаций железобетонных элементов во времени
оказывают влияние также явления усадки и ползучести бетона.Учитывая недостаточное количество опытов по изучению влияния
всех отмеченных факторов, б. ЦНИПС были предприняты специальные
исследования, на основе которых можно будет распространить существую¬
щую теорию расчета жесткости железобетонных элементов на определение
деформаций при длительном действии нагрузки.Временно НиТУ 123-55 рекомендуют определять жесткость при дли;
тельном действии нагрузки приближенно по формулегде Вкр — жесткость, определяемая по формуле (IX. 49) в предположении
кратковременного действия полной нормативной нагрузки;
g— длительно действующая нормативная нагрузка;
р — кратковременно действующая нормативная нагрузка;
<7=£+Р — полная нормативная нагрузка;0	— коэффициент снижения жесткости при длительном действии
нагрузки, принимаемый: а) для тавровых сечений с полкой в
сжатой зоне 1,5; б) для прямоугольных, двутавровых, коробча¬
тых и тому подобных сечений — 2; в) для тавровых сечений
с полкой в растянутой зоне 2,5.Значения коэффициента 0 были установлены с учетом некоторых опы¬
тов, проведенных с изгибаемыми элементами при длительном их нагруже¬
нии. Но, принимая во внимание, что количество опытных данных было
ограниченным, следует рассматривать эти коэффициенты как временные,1 Я. М. Не »и р о в с к и й, Жесткость изгибаемых железобетонных элементовпри кратковременном и длительном нагружении, «Бетон и железобетон» № 5, 1955.
252 Глава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций по деформацияммогущие подвергнуться изменениям при поучении дополнительных опыт¬
ных данных.В состав Длительно действующей наггрузки рекомендуется включать
всю постоянную нагрузку и часть временной по указаниям табл. 17, а также
снеговую нагрузку.Таблица 17Величины длительно действующей временной нагрузки ^Наименование помещенийВеличина длительно действующей
временно^ нагрузкиЖилые и гражданские здания
Книгохранилища, архивы и т. п.
Производственные помещенияОВся временная нагрузка
Вся временная нагрузка за вычетом
150 кг/м2При расчете жесткости пустотных настилов (панелей) к величине В,
определяемой по формуле (IX. 51), НиТУ 123-55 рекомендуют вводить
коэффициент 1,2. Кроме того, при заделке настилов, плит и т. п. в камен¬
ные стенк следует учитывать опорный момент в размере 15% от момента
свободно лежащей балки. Вообще при расчете по деформациям следует
учитывать действительные условия опирания элементов.2.	Определение прогибов изгибаемых элементовКак было указано выше, для определения наибольших деформаций
изгибаемых элементов, испытывающих действие момента и поперечной
силы, в расчет вводится жесткость в наиболее напряженных сечениях,
т, е. минимальная жесткость £мин.При вычислении прогибов и углов поворота в элементах с различнойпо их длине жесткостью средняя кривизна оси элемента -j- для каждогоГСучастка определяется по формулам1 МнТс~~Вили(IX. 52)= Ч><*аЕа (К -'-с) *(IX. 53)где Мв — момент в сечении от невыгоднейшей нормативной нагрузки
(рис. IX. 5);■ В — жесткость участка с моментом одного знака.Значения коэффициента <J> определяются по формулам или по табл.
VII. 1—VII. 3 приложения, причем напряжение в арматуре принимается
равнымW аДля простых балок постоянного сечения с однозначной эпюрой моментов прогибтав середине пролета может быть также определен по формуле= М>акс SP = ф	£5	4	Дмвн * £аМ1-ес)SP,(IX. 55)г£е 5 величина, зависящая от схемы опирания элемента и вида приложения нагрузки,
принимается равной1:."г' „Инструкция по расчету сечений элементов железобетонных конструкций"
(И 123-55), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре»
I960.
§ 41: Практический расчет оюълезобетонных элементов по деформациям 2531)	для свободно лежащей балкиЛйй 'дву* ^опорах:а)	при равномерно распределенной нагрузке — б/48;б)	при сосредоточенном rpyj3ft%i приложенном в середине пролета —1/18;в)	при двух равных моментах, приложенных по концам (чистый изгиб) —• Ve?2)	для балки, заделанной на одном конце и свободной на другом:а)	при равномерно распределенной нагрузке — V4‘>б)	при грузе, приложенном на свободном конце —1/3;в)	при моменте, приложенном на. свободном конце —1/2.Прогиб при длительном действии нагрузки определяется по формуле/ = /(IX. 56)По НиТУ 123-55 (п. 46) деформации железобетонных конструкций
(при длительном действии нагрузки) не должны превышать величин, при¬
веденных в табл. 18.Таблица 18Предельные прогибы изгибаемых элементовНаименование элементовПредельные
прогибы в
долях от
пролета 1Наименование элементовПредельные
прогибы в
долях от
пролета /1.	Подкрановые балки:при ручных кранах . .
при электрических
кранах 	2.	Элементы перекрытий при
плоских потолках:при / < 7 м .....при />7 м	15001600120013003.	Элементы перекрытий и
лестниц при ребристых
потолках:при / < 5 ж . ; . .при 5 м < / < 7 мпри / !> 7 м	4.	Элементы покрытий про¬
мышленных зданий:при / < 7 м	12001300140012001300при / > 7 м	Таким образом, предельные величины прогибов для железобетонных
элементов перекрытий и покрытий приняты довольно близкими к тем зна¬
чениям, которые в течение многих лет допускались только для стальных
и деревянных конструкций.При наличии штукатурки прогиб элементов перекрытий и покрытий
только от полезной нагрузки должен быть не более 1/350 I.При выполнении сборных железобетонных конструкций со строитель^
ным подъемом значения предельных прогибов, приведенные в табл.* 18,
увеличиваются на величину строительного подъема; строительный подъем
рекомендуется назначать равным расчетному прогибу of постоянной на¬
грузки.	..При наличии в помещениях с гладким потолком постоянных перего¬
родок (в коридорах, санитарных узлах и т. д.), установленных на расстоя¬
ниях, которые меньше пролета I настила, панели и т. п., прогиб для этих
элементов НиТУ 123-55 (п. 46, примечание 3) разрешают определять по
расстоянию 1г между перегородками и принимать его не более 1/200 lt;
при этом величина прогиба на всей длине элемента должна быть во всяком
случае не более г1/150 I.
254 Глава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций ао деформациямПомимо расчёта прогибов от статической нагрузки, для некоторых
железрбетонных элементов (например, леетничных маршей и площадок,
свободно уложенных плит и т. п.)» не связанных с рядом расположенными
элементами, должна производиться проверка их зыбкости.
При этом расчетный прогиб этих элементов от кратковременно действую¬
щего добавочного (к полной нормальной нагрузке) сосредоточенного груза
в 100 /сг должен быть не более 0,7 мм.3.	Расчет жесткости внецентренно сжатых и внецентренно растянутыхэлементовСечения внецентренно сжатых и внецентренно растянутых элементов
цри двузначной эпюре напряжений приводятся для расчета жесткостик эквивалентным изгибаемым сечениям.Действительно, если приложить по на¬
правлению растянутой арматуры две взаимно
уравновешивающих друг друга силы (рис.
IX. 6), равные продольной силе N, на сече¬
ние будет действовать так называемый экви:
валентный изгибающий моментМ9 = Ne.	(IX. 57)Сила N, приложенная в центре тяже¬
сти растянутой арматуры, рассматривается
как эквивалент усилия, воспринимаемого
фиктивной арматурой, площадь сечения
N которой(IX. 58)где да — напряжение в растянутой арматуре.Эквивалентное (условное) количество
растянутой арматуры будет равно(IX. 59)где знак плюс относится к внецентренно
сжатым сечениям, а знак минус — к вне¬
центренно растянутым.Следовательно, сечение рассчитывается как изгибаемый элемент с эк¬
вивалентной растянутой арматурой Fa, находящийся под воздействием
внешнего изгибающего момента Мэ.Поэтому, для внецентренно сжатых и внецентренно растянутых эле¬
ментов прямоугольного, таврового и двутаврового сечения хс и W опре¬
деляются по формулам (IX. 23), (IX. 24) и (IX. 28), (IX. 29) с заменойвезде F& нагдео* —N” е
W(IX. 60)
(IX. 61)4.	Примеры расчетаРасчет элементов по деформациям сводится к определению их жест-*
кости и прогиба. Разные случаи расчета обусловлены главным образом
различной формой поперечного сечения элементов, которые могут быть:
§ 41. Практический расчет железобетонных элементов по деформациям 255прямоугольного сечения с одиночной или двойной арматурой, таврового
сечения с полкой в сжатой,У; или в растянутой зоне и двутаврового
сечения, к которым обычно приводятся и пустотные элементы. Для облег¬
чения расчета деформаций в приложении VII приведены необходимые таб:
лицы.Пример IX. 1. Дана балка прямоугольного сечения с одиночной арматурой; раз¬
меры балки h = 50 см9 b = 15 см; пролет / ==6 м; арматура Ст.З 2 0 20 (Fa = о,28 см2);
бетон марки 200; нормативная нагрузка: длительно действующая g = 550 кг[пог. м;
кратковременная р = 400 кг/пог. м.Определить жесткость и прогиб элемента.Расчет произведем по формулам и по таблицам.а)	Расчет по формуламПринимаем: hQ = 50—3,5 = 46,5 см; Е% = 290 000 кг/см2.Вычисляем:
по формуле (IX. 21)а = *'Р* в 3 F* . Л*- = 3 6,28*2,1 * 10е = о,196;bh0 bhQ El 15-46,5.2,9.106по формуле (IX. 23)*с = (-|+	Ао = (—^ + У^ + 0,196) 46,5 = 16,5 ^по формуле (IX. 28)Wa = fa (hQ — 0,5хс) = 6,28 (46,5-0,5-16,5) = 240 см*;
по фо^уле (IX. 54)= (550 + 40_0L600! = j 780 2
Wa 100.8*240	1 *	Hq — 0,5#c	 46,5—0,5* 16,5 	л ^оо.46,5	* 1по формуле (IX. 47)t, _ «**)<*а _ 0,196*0,822.1 780 _ 0 «7.100 100 1 *по формуле (IX. 46)ф _ 1 * + 1>3« = j _ 1 + 1,3*0,196 __ q 84.
r	Q,95k2	0,95 • 2,87a 1 *по формуле (IX. 48)Вкр = Ь- Га (А* - *с) = 2'^01°- 240 (46,5—16,5)=18> 10» кгсмК
• ф	0,о4Определяем прогиб:
по формуле (IX. 55)fjco = ф		S/2 = 0,84	1Щ——. А 6002 = 0,89 см;,кр Y£aft0(l — U	2,1-10е (46,5—16,5) 48по формуле (IX. 56)I	= fKp jg+£ = 0,89 550^ + 40°- = 1,4 см;q	950относительный прогиб JL = 1А. = -JL < _1_*	I 600 429 200б)	Расчет по таблицамПо формуле IX. 21 определяем а = 0,196.По табл. VII. 5 приложения при а = 0,196 и iL = 0 находим .I*6С = 0,356; т) = 0,822 и с = 0,524;ca = J!lL= (550 + 400)600* х 780 2<*	^aTQ^o 100.8.6,28*0,822.46,5	7
256 Глава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций по дефбрШцияМПо табл. VII. 1 приложения при а = 0,196 и са = 1780 кг/см2 находим ф = 0,84
и по формуле (IX. 49)Вкь = Jb-Fa chi = 2’*'106 6,28-0,524-46,52 = 17,9-10» кгсм*.
ф	0,84Дальше — по предыдущему и результаты расчета в обоих случаях получаются
одинаковые.Пример IX. 2. При данных примера IX. 1, но с арматурой из стали марки 25Г2С
(#а = 3 400 кг/см2) определить жесткость элемента и сопоставить ее с жесткостью
при арматуре из Ст. 3 (Ra = 2 100 кг/см2).При стали марки 25Г2С (вместо Ст. 3) требуется площадь сечения арматурыFa = 6,28 = 3,88 смК
3 400Вычисляем„	я £а 	я 3,88*2,1 «10е 	Л19bh0'Еб 15-46,5-2,9-105 ’ 'По табл." VII. 5 приложения при а = 0,12 и = 0 находим
£с = 0,288; 7] = 0,852 и с = 0,608;аа=	95?:.60°2	=2 780 кг/см".* 100-8-3,88-0,852-46,5По табл VII. 1 приложения при о = 0,12 и аа = 2 780 находим ф = 0,870.ЖесткостьBKp=£±. Fachl = 2’1'^8 • 3,88-0,608-46,52 = 12,3.10» кгсм*.
ф	0,870При определении ф по приближенным формулам имеем:
по формуле (IX. 47). k = = 0,12-0,852.27,8 = 2,84;по формуле (IX. 46)ф = 1 — 1 + *>3а = 1 __ 1 + 1,3*0,12 q ggт	0,95&2	0,95 -2,84йиВкр= 12,6-100 кгсм2.Сопоставляя полученную жесткость с жесткостью того же элемента, армирован¬
ного сталью марки Ст. 3 (Вкр = 17,9* 109 кгсм2), видим, что с применением стали
повышенной прочности жесткость уменьшилась в 1,4 раза при уменьшении площади
сечения арматуры в 1,6 раза. Разница эта получилась главным образом-за счет уве¬
личения плеча внутренней пары (tj = 0,852 вместо if} = 0,822) и увеличения коэффи¬
циента ф.Пример IX. 3. Дан элемент ребристого настила, имеющий тавровое сечение
с полкой в сжатой зоне (рис. IX. 7); h = 35 см; 6ср = 20 см; ЬП = 120 см;
hn = 5 см; / = 600 см; арматура из стали периодического профиля марки 25Г2С 4 0
18 ПЛ (Га = 10,18 см2); бетон марки 200; нормативная нагрузка: длительно действую¬
щая 700 кг/пог. м и кратковременно действующая 500 кг[пог. м.Определить жесткость и прогиб настила.Принимаем ho ~ 35—4 = 31 см.Вычисляем а и К:« = 3Zi_.^ = 3J£^.-11^ = 0,36;
bh* . р» 20-31 2,9-105
§ 41. Практический расчет железобетонных элементов по деформациям 257По табл. VII. 4 приложения при а = 0,36 и^Ч' == 0tS0 находим т) = и,934, с = 0,696"5‘-°-254>Х'-Жаа =1 200-6002Мн _Fay\h0 100.8* 10,18.0,934*31= 1 830 кг/см2.По табл. VII. 1 приложения при а = 0,36 и аа = 1 830 кг/см2 находим ф = 0,937,
Определение ф по формулам.По табл: VII. 4 приложения при V ='0,8 находим л] = 0,934
k _ аТ1ая _, 0,36*0,934• 1 830 _ д“ Таг ' “ГостРис. IX. 7По формуле (IX. 46)_ i + № = 1 _ _!ч1!з^зб =^	0,95£a	U,95-6 1 б4BKD = fac/in = 2,1 •*°- • 10,18-0,696-312 = 15,26.10» кгсм\
р ф 0 . 0,937. 5 1 200-6004 _ . по „„/ко - I ■ ■ ■ •	— 1,00 СМ*'кр 384 100-15,^6-10®При коэффициенте в = 1,5,33i00lb5 + 500 =	±ял Ь72 = J_ J_1 200	I 600 -349, 200 *Гример IX. 4. По данным примера IX. 3 определить жесткость и прогиб элемента
таврового сечения, но с полкой в растянутой зоне.По предыдущему примеру h0 = 31 см и а = 0,36.Величины £с, тг] и с определяем как для балки прямоугольного сечения по габл, VII. 5приложения при JL- =0 и а = 0,36:Н-£с = 0,450, т) = 0,778 и с = 0,430.Вычисляем:*		(^п — fy hn 	 (60—10) «511	bh	10*35 ’ ’оа = ——	=	 1 200-6002 ■ . = 2200 кг/см*.faT)A* 100-8.10,18-0,778-31	^По табл. VII. 2 при а = 0,36, аа = 2 200 кг/см2 и Ъ = 714 находим ф == 0,679;BKD= h- Fachl= ■2’1'10?--10,18-0,43Q.31;i = 13-10» кгсм*.
ф	0,679Определение ф по формулам:
по формуле (IX. 45а)t = 1 + 2, lii = 1 + 2,1*0,714 = 2,5;
в£8 Глава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций по * деформациямпо формуле (IX. 47)а _ 0,36-0,778-2 200 __100 100 1 'по формуле (IX. 46а),._i_ 1,5/(/ + 1,За) _г_ 1,5.2,5(2,5+1,3.0,36) _П7П.♦	кг	6,142	' 'Вкр = 12,6* 109 кгсм2.Прогиб находим по обычной формуле, _ 5 1 200* 6004'кр 384 ’ 100.13,0-Ю» ’ Ща с учетом длительного воздействия нагрузки при коэффициенте 0 = 2,5I = l,56.1°0,^ + .5?i = 2,92 сж,f _ 2,92 _ 1 ^ 1I	600 206 200 *Таким образом, жесткость таврового сечения с полкой в растянутой зоне при
кратковременном нагружении оказалась ниже жесткости сечения с полкой в сжатой
зоне почти на 15%.Пример IX. 5. Дана панель многопустотного настила с четырьмя овальными пустотами
(см. пример IV. 11, рис. IV. 23); размеры панели: полная ширина ЬП = Ьп *= 239,5 см,
расчетный пролет Г= 613 см, высота А = 22 см, h0 — 19,7 см\ бетон марки 200; арма¬
тура из стали периодического профиля марки Ст. 5, 8 0 16П (Fa = 16,08 см2); норма¬
тивная нагрузка: постоянная g = 400 кг/м29 временная р = 200 кг/м2.Определить жесткость и прогиб панели.Для приведения сечения многопустотного настила к эквивалентному двутавровому
заменяем овальное сечение пустот прямоугольным с той же площадью и моментом инер¬
ции, как у овального сечения, и при неизменном положении центра тяжести пустот.
Для овальных сечений пустот:3,14.16,5а
F == 36* 16,5 + - 4 • = 806 см*}bh8	36 • 16,5s / 8,25\212-	+ ^кРра =—12“+ 214(k_H -17100CJAДля прямоугольных сечений пустот
Р 806Ширина пустот 60 = “ 15 95 ‘= 50,5 см и 50,5-4 = 202 см.Ширина [ребер b = 239,5 — 202 = 37,5 см.15 95Толщина верхней полки 8,25 + 3 — —^— « 3,3 см.15 95Толщина нижней полки 8,25 + 2,5 — —?>— & 2,8 см.Вычисляем:_ЧЛ. Ь. о 16'08 2'Ь10«ЬЬо'е%~ 37,6» 19,7* 2,9-105 “ U'4/d'г. (b„-b)h'n (239,5 - 37,5)3,3*	” ЪК - 37,5.19,7 ~U,9U&'
.Практический расчет железобетонных элементов по деформациям 339По табж VII. 4 при а = 0,473 и К' = 0,905 находим£с == 0,280; if| = 0,928; с = 0,666.Для свободно лежащей панели(400 4* 200) • 2,395 • 6,1 За _М = —	1	^	=6750 «гл.Напряжение в арматуреМн	675000	f в°а “ FaK)Ae - 16,08.0,928-19,7 ~ 300 Кг1сМ 'По табл. VII. 3 приложения при а = 0,473, аа = 2 300 кг/см2 и ^ = 0,765 находим
ф = 0,856. Определяем жесткость с введением коэффициента 1,2 (табл. 17):Е* 0 2,Ы0«Вкр = 1.2-у = 1,2~о)856" 16,08.0,666-19,7* = 12,2-10» кгслАОпределяем ф по формулам:
по формуле (IX. 47). ацоа 0,473.0,928*2 300
^ — 100 — 100 ~ 10,09;по формуле (IX. 456)*= 1 + 3,24! =1 + 3,2-Ьп ~g~kn = 3.45;по формуле (IX. 46в), , t(t+lf3a) ^ 3,45(3,45+ 1,3.0,473) _Ф-1- 0,95£2	0,95.10,092 =0,855.Прогиб при кратковременной нагрузке5 600-2,395* 613*/кр — 384 * юО. 12,2 • 109 . *16 CMtПри длительном воздействии нагрузки при 0 = 2^ 1Г 400.2 + 200
t — /кр g — 2,16 0qq — 3,6 см\f 3,60 _ 1 1
/ — 613 — 170>200»что не удовлетворяет требованиям жесткости.Увеличиваем сечение арматуры панели до 8 0 18П (Fa = 20,3 см2) и учитываем
частичное защемление на опорах.Согласно НиТУ 123-55 (п/ 47, примечание 2), уменьшаем пролетный момент
на 15%:Мц = 0,85 -6 750 = 5 740 кем.Вычисляемв, 20,3 2,1 • 10е _
а~ 6 37,5-19,7 * 2,9- 10б “ °’6, •По табл. VII. 4 приложения при а = 0,6 и ч' = 0,905 находим ■£ = 0,324; Yj = 0,920; с = 0,616.574 000Далее вычисляем аа = 20,3.0,920-19,7 “ * кг/см2 и по табл. VII. 3 приложенияпри а = 0,6; ii = 0,765 и аа= 1560 кг[см2 находим ф = 0,789.
260 Глава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций по деформациямОпределяем ф по формулам:аг/<7а 0,6*0,920-1 560
k = Too =' Шб = 8,62;f(* + l,3a)	3,45 (3,45+ 1,3-0,6) „Ф—1_ 0,95k2 ~	0,95-8,62* —0,793.По формуле IX. 49 с введением коэффициента 1,2Е	2 1- 10еЯКр = 1.2-у F*cf% = 1,2.-^7ggr20,3.pf616.19,72 = 15,5.10* кгсм*5	600-2,395.61З4
^Р-384* 100.15,5.10» = 1>72 см;ge + p	400-2 + 200 _L /кр q — 1,72 0qq — 2,85 см\f 2,85 1
/ -613 ~~ 215 ^ 200* .
ГЛАВА XРАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
ПО ОБРАЗОВАНИЮ И РАСКРЫТИЮ ТРЕЩИНА. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ ПО ОБРАЗОВАНИЮ ТРЕЩИН§ 42. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯВозможные причины появления трещин в железобетонных конструк¬
циях были отмечены выше (введение, п. 5),Прочность бетона на растяжение зависит от прочности на растяжение
цементного камня и его сцепления с зернами заполнителя. Введение арма¬
туры не изменяет природы бетона и не увеличивает его предельной растя¬
жимости. Однако, по данным некоторых исследователей (А. Ф. Лолейт,
Г. Д. Цискрели, И. Г. Иванов-Дятлов и др.), наличие арматуры влияет
на характер распределения внутренних усилий.Исследования ЦНИПС и др! не дают основания считать, что наличие
арматуры при обычном содержании заметно влияет на пластические свой¬
ства бетона. Удлинения армированного бетона при появлении трещин
лишь незначительно превышают деформации при разрыве чистого бетона.Деформация растяжения больше для образцов влажного хранения,
чем для образцов, затвердевших и хранившихся на воздухе, и эта разница
возрастает с увеличением процента армирования. Например, удлинение
армированного бетона при появлении трещин колеблется при воздушном
хранении образцов от 0,05 до 0,17 мм!м, а при влажном хранении — от0,1 до 0,3 мм!м. Эта разница объясняется действием усадки, особенно
сильно проявляющейся при сухом хранении. Опытами доказано более
раннее появление трещин у балок, нагружаемых повторной нагрузкой
разных знаков.Трещины понижают жесткость конструкции и нарушают ее монолит¬
ность, что имеет особенно существенное значение для конструкций, под¬
верженных -действию вибрационных и динамических нагрузок.Наличие трещин в железобетонных конструкциях облегчает доступ
влаги и агрессивных газов к арматуре, что может вызвать ее коррозию;
кроме того,.бетон с трещинами значительно легче выветривается. Таким об¬
разом, трещины понижают долговечность железобетонных конструкций.Различают три этапа в образовании трещин *: ^возникнове¬
ние, когда они могут быть еще невидимыми; 2) п о я в л;е н и е (образо¬
вание), когда трещины становятся видимыми невооруженным глазом
(ширина около 0,005 мм) и 3) р а с к р ы т и е до предельно возможной
величины.При обычных процентах армирования (до 1,5—2%) можно считать,
что появление трещин совпадает с их возникновением. Поэтому можно
рассматривать только два этапа образования трещин — появление и рас¬
крытие.1 В. И. Мурашев, Трещиноустойчивость, жесткость и прочность железобетона,Машстройиздат, ,1950.
262Глава X. Расчет элементов по образованию и раскрытию трещинРасчет по образованию трещин необходим при проектировании гидро¬
технических сооружений, в сооружениях водоснабжения и др., а иногда
и в конструкциях, находящихся в особо опасном положении в отношении
коррозии арматуры.§ 43. РАСЧЕТ ЦЕНТРАЛЬНО РАСТЯНУТЫХ ЭЛЕМЕНТОВСогласно НиТУ 123-55 расчет по образованию трещин должен произ¬
водиться для растянутых элементов, находящихся под давлением жидкости
и газов (напорные трубы* резервуары, газгольдеры и др.).При этом расчете предполагается, что растянутый бетон и арматура
работают совместно, т* ei удлинения бетона и арматуры должны быть оди¬
наковы ёр = е4. Ё предельном состоянии напряжение в растянутом бетоне
будет равно его расчетному сопротивлению при растяжении Rp, а относи¬
тельное удлинение бетона будет порядка ер = 0,0001.Нй этом основании и§ убловйя равновесия(Х.1)а при коэффициенте условий работы конструкции m+	(Х.2)Можно принять, что модуль упругости при растяжении^ - £jp = (i _ \) Е6 = 0,5£e,	(X. 3)где Е6 — расчетное значение модуля упругости бетона при сжатии, соот¬
ветствующее минимально возможной прочности бетона, т. е.
нормативной кубиковой прочности, умноженной на коэф¬
фициент однородности бетона (см. табл. 10).Окончательно расчетная формула примет вид:#	<m)?PFe(l + 2n-^),	(Х.4)где h = •Расчётное усилие Для расчета пь образованию трещин определяется
по нормативным H&t'pySK&M;Коэффициент условий работы конструкции м по НиТУ 123-55 прини¬
мается При Давлений до 1 am равным тх = 1,9; при давлении более 1 am
коэффициент условий работы принимается Но специальным техническим
условиям.Исходя иё формул, (X: 4) й (VI; 16а) и принимая ВО внимание, что
N = H^N*, МЬЖно наЙтй Нл01дйДЬ Селения бетЬНа<х-6>Наибольшее допустимое насыщение элемента арматурой, при котором
еще не образуются трещины, может быть определено следующим образом.Принимая, что предельная нагрузка, найденная из расчета по образо*.
ванию трещин по формуле (X. 4), должна быть не менее нагрузки, вычис¬
ленной из условия передачи всего нормативного растягивающего усилия
по формуле (VI. 16) на арматуру (при т = 1), имеем:<mLRpF6 + 2minRfFv
§ 43. Расчет растянутых элементовРазделйй обе части неравенства на F6, получим:•	rnm&R^ <	+ 2mlnn^Rtv,откудаmxhcpRp-lOO	юо^ ^ mmdRa — 2m1nticpRp mmaRa _ ^m&cpRp(X.6)Подставив в формулу (X. 6) mi = 1,9; m = 1 и яср = 1,1, найдем209tfp
■ tnaRa — 4,\8riRp9(X.7)Eaгде n = -# ;h £б * >£б — расчетный модуль упругости бетона.вычисленные по формуле (X. 7) проценты армирования для разных
марок бетона и стали приведены в табл. 19.Таблица i9Наибольшие проценты армирования растянутых элементов при различных
марках бетона и сталиМарка бетонаа, а
в кг/см215020030040050060017000,760,941,421,661,902,062 1000,600,741,101,28 -1;471,592 4000,510,630,951,101,261,363 0000,400,490,740,850,981.063 4000,350,430,640,740,850,92Пример X. 1. Определить наименьшее сечение бетона и площадь сечения арматуры
в элементе, подверженном действию нормативной растягивающей силы NH = 27,3 m при
условии, что трещины в бетоне недопустимы; бетон марки 200; арматура из стали
периодического профиля марки Ст. 5.Определим площадь сечения арматуры:fa=_y^=i-;-f3oo=12,5е«..mmaRa 1-2 400Принимаем 4 0 20П (Fa = 12,56 см2).Вычисляем:Еа 2, МО6п - Е6 — 2,0-105= 10,5;по формуле (X. 5)1982 см*.ft-Af/J—- 27 300(_!	г.ю.е-м0	\rnrfр mmaRa)	\ 1.9-6,4 1-2 400 )При квадратном Ьёчении элементаа = Y1 982 « 45 см.Процейтйое содержание арматуры12,5-100
Iх % = 432 ' = 0,62%.По табл. 19 Ьри маркё бетона 200 й така = 2 40(3 кг/см2 наибольший процент арми¬рования 0,63.
264 Глава X. Расчет элементов по образованию и раскрытию трещинПри помощи табл. 19 задачу эту можно решить проще, не прибегая к фор¬
муле (л. 5): определив F& = 12,56 см2 и взяв из табл. 19 наибольший процент армирова¬
ния для заданного сочетания марок бетона и стали |л% = 0,63%, получим плошдць
сечения бетонаF6 = ~ =	= 1 994 сл* и а = V1994 « 45 см.§ 44. РАСЧЕТ ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ1.	Основные положения расчетаСогласно НиТУ 123-55, расчет изгибаемых элементов по образованию
трещин должен производиться при наличии специальных требований кэтим
элементам. При этом расчете задача сводится к определению предельной
величины Мт, при которой образуются трещины. Это. предельное состоя¬
ние образования трещин в растянутой зоне считается наступающим в
тот момент,'когда удлинения в бетоне достигают предельной величины
ер. макс = I-IO”4, при которой соответствующие растягивающие, напряже¬
ния равны расчетному сопротивлению бетона при растяженииПри этом условии напряжение в сжатой зоне бетона обычно ниже,
расчетного сопротивления бетона на сжатие при изгибе. Вследствие этого
в сжатой зоне пластические деформации еще слабо развиты и эпюра напря¬
жений может быть принята в виде треугольника; эпюра напряжений в рас¬
тянутой зоне принимается, наоборот, прямоугольной, что близко соот¬
ветствует действительности. В момент образования трещин сечения
остаются плоскими. Эти положения и положены в основу расчета.2.	Определение предельной величины МтВозьмем прямоугольное сечение с двойной арматурой (рис/ X. 1).В соответствии с формулой (IX. 2) предельное напряжение в,крайних волокнах
растянутой зоны бетона)/?р = ер£бр.	(Х.8)Напряжения в растянутой и сжатой: арматуре, если исходить из указанной эпюры
в пренебречь защитным слоем в растянутой зоне, будут:Яр	,Оа = ер£а= ТТ-*£а = Яр#р;	(X. 9)бР .' г. *т —а' • Хт — а'
са “ еР£а h—X? —	h — xt f	(X‘ 9a)где"p=|r=<n=W	<X10>Для сжатой зоны бетона в стадии Ja при треугольной эпюре значение А можно
принять равным нулю, т. е. Е6 = £б, и тогда напряжения в крайних волокнах сжатой
зоны бетона:п.-. Р ** _	Р ■**	^Р	**	/Y I1VОб	— ер^б т	1— Еб г- — — с	г- » т		 •	(X. 11)^ — К? Ебр h—xг 1 — Ар /г — х?Здесь для упрощения дальнейших' выкладок площади сечения арматуры и сжатой
зоны бетона могут быть также приведены к растянутому бетону1. Для этого за пло¬
щадь, приведенную к растянутому бетону, принимается отношение равнодействующей1 В. И. Мурашев, Трещиноустойчивость, жесткость и прочность бетона,Машстройиздат, 1950.
§ 44. Расчет изгибаемых элементов265усилия в -приводимой площади к напряжению в растянутом бетоне причем центр
тяжести этой'площади совпадает с центром тяжести ее эпюры.Таким образом, приведенные'площади арматуры; а также сжатой и растянутой зон
бетона будут равны:F — F — р ПР^Р _ ' р .
Га. п — ^а ^	Fа 	лр^а>р' _р,<7а _р' npRP Хт—а'	р' Хг — а'аЯ7 Яр А — х? р а й-*т(X. 12)(X. 13)Принимая во внимание формулу (X. 11) и равенство F$ = bxT, найдем:. ь£F.6. п= 0,5F6?£ =Rp 2 (1 — Ар) (Л — дст)(где 0,5 — коэффициент полноты эпюры) и^бр. ц = ^бр 5= Ь (h— хт).Вводя обозначенияполучим:bh(X, 14)(X. 15)(X. 16)(X. 17)
(X. 17а).\Х. 18)
(X. 18а)1 — £т 2 (1 — Лр) *^бр = bh (1 — 5т)*.. « ••	Положение нейтральной оси, т. е. высота х сжатой зоны сечения, определяется
из условия равенства., нулю суммы проекций внутренних и* внешних сил на нормаль
к сечению. Принимая во внимание, что сумму усилий можно представить, как алгебраи¬
ческую сумму приведенных площадей, умноженных на Rp, получим общее уравнение
для определения^а. о — а ^б. п +(X. 19)
2@6 Глава X. Расчет элементов по образованию и раскрытию трещинДдя прямоугольных сечений с одиночной арматурой уравнение (X. 19) после под¬
становки значений приведенных площадей из формул (X. 17), (X. 17а), (X, 18) и (X. 18а)
дриедет вцщ*+'-b-w=wr=v-*	,х'20)Момент при образовании трещин может быть выражен как:MT=WTRpt	(X. 21)где 1РГ— момент сопротивления сечения по растянутой зоне при образовании трещин,
который равен моменту внутренних сил относительно оси, расположенной
в сжатой зоне сечения, деленному на Rp.Следовательно, момент сопротивления сечения при образовании трещин будет равен
статическим адомрнтам площадей, лриведенных к площади растянутой зоны бетона отно¬
сительно цоментной оси, расположенной в сжатой зоне сечения и проходящей (для
прямоугольных, тавровых и коробчатых сечений) через центр тяжести эпюры сжатой
зоны бетону.Анализ влияния коэффициента пластичности Ар на величину хт и Wt показал, что
отклонения этого коэффициента от 0,5 в обе стороны (теоретически 0<АР<1) мало
отражается на,их значениях и погрешность не превышает ±12%. Поэтому мржно при¬
нять й здесь для расчета среднее значение Ар = 0,5. Тогда^бР = (1 — ^Р) =	(Х.22)Ни$е выведены формулы для определения момедта сопротивления ц высоты сжа¬
той зоны ^ля прямоугольного и тавровых сечений с полкой в сжатоЗ и растяну¬
той зона$.а)	Для прямоугольного сечения с одиночной арматурой формула момента* сопро¬
тивления примет вид:= S6p+5a.n = F6p	+ +Fa. ц (л -а- ^) == 'p6p4-^A + fa.nA(l-8i-x)-	<Х<23>Подставляя значения Fqv и ^а.п из формул (X. 18а) и (X. 17), получим:wt = [(1 - 6т)	+ a, (l - -ff- - 6,)] bh\	(X. 24)Значение £т определяется из уравнения (X, 20), которое после умножения на
(1 — £т) и преобразования имеет вид:^1 — j	— (2 + «i) 5т+1 + ai =0	(Х.25)или при Ар = 0,5— (2 + ®i) |т “Ь 1 4“ ai =	(X*откуда*т=5 2+ V	(Х.26)Подсчеты доказывают, что изменение значения а* от 0 до 0,5 относительно мало
влияет на высоту сжатой зоны, но существенно влияет' на величину момента сопротив¬
ления WT. Наличие арматуры относительно мало изменяет высоту сжатой зоны, но
удедвшдеает момент образования трецщн.На этом основании можно при определении момента образования трещин принять,
что положение нейтральной оси при образовании трещин в армированных элементах
такое же, как и в незрмированных.Ца формулы (X. 26) при =0 получим £ ==0,5 и при =0,08 формула (X. 24)
для WT будэт2^ = (0,292 + 0,75®!) bh\	(X. 27)В этой формуле первый член определяет момент сопротивления неармированногоэлемента, второй — дополнительный момент, воспринимаемый арматурой.
б)	Для прямоугольного сечения с двойной арматурой (рис. X. 1) уравнение (X. 18)
после подстановки значений приведенных площадей по формулам (X. 17), (X. 17а),
(X. 18) и (X. 18а) при А = 0,5 примет вид:• 1	t	а	^ai + 1 — 5т — ai. = 0.1	5т 1 St
После умножения на (1 — 5т) и преобразования получим(2 + «1 + aj 5т + 1 + а\ + ^iai = 05т -я1 + ai + ^iai2	+ ai + а|(X. 19а)(X, 196)
(X. 28)k<:FaFт«Ч • 9 9 ПРис. X. 2. Расчетные схемы тавровых сеченийГМомент сопротивления
3 + 5т- [(, _ ы !+iz+.. (I _ Ь. -^ ^bh*. (X. 29)Можно доказать, что при 0<а!<0,5 и а[ <0,5 и для сечений с двойной арма-.
турой можно принять 5Т = 0,5, как для нормированного сечения- При этом условии
и при	= 0,08 формула (X. 29) будет иметь вид:WT = (0,292 + 0,75а! + 0,075»;) bh?.	(X. 30)в) Для таврового сечения с полкрй в сжатой 3QHe (рис. X. 2, а) наличие полки
равносильно наличию сжатой арматуры; в соответствии с этим формулы для 5т й WT
примут вид:1 + ai + bj'tjгде, (bn~b)hn 2{b'n-b)h'n1r- (l _ Яр) bh ~ bhПри этом4-5т)3+ItПри ч|<0,5 и 0<a1<0,5 и 5т —0*5WT = (0,292 + 0,75ах + 0,075^) bh*.(X. 31)
(X. 32)(X 34)г) Для таврового сечения с полкой в растянутой зоне (рис. X. 2* б) наличие полки
равносильно наличию добавочного количества растянутой арматуры, и в соответствии
с этим формулы для 5т и WT примут вид:t __ ^ + gi 4~ Ki1т- 2+в1 + Vа. 35)
268 Глава X. Расчет элементов по образованию и раскрытию трещингдеW.<*•«= |^(1 — Ет) ”~g + (ai + Ki)	*“ j bh2,	(X. 37)При 0<ct1+^x<0>5; £.= 0,5; В'= 0,08WT = [0,292 + 0,75 (ax + tJ]	(X^ 38)3.	Влияние усадки на образование трещинКак известно, величина укорочения бетона ют усадки может достигать
0,2—0,3 мм/м (еу = 0,0002-г-0,0003), что превосходит предельное удлинение бетона
при разрыве. Поэтому при наличии связей, препятствующих усадке бетона, возможное
укорочение бетона мож»ет повести к. появлению трещин еще до загружения, т. е.еу.б<еу— ер,	(X. 39)гДе «у. б — возможное укорочение бетона при наличии связей;•	еу — полная усадка при отсутствии связей;
ер — предельное Относительное удлинение бетона при разрыве.При наличии внутренней связи (сцепления) продольной арматуры с бетоном вели¬
чина возможного укорочения бетона будет равна укорочению арматуры:еу. б ^ еу. а*Подставив в уравнение (X. 39) это значение, получим, что в армированном эле¬
менте появление трещин возможно при укорочении арматуры:еу. а.<еу —ер.	(X. 40)При двусторонней симметричной арматуре из условия равновесияaaFa = RpFfr	(X. 41)Подставляяса — ey# а/Га = (еу — ер) 2?ав уравнение (X. 41), получим:(еу ““ ер) EaFа ^ RpFб,откуда^a	RpF6 -f‘ > (6у-ер)£а*	(Х‘42)При е, = 0,3. мм/м и е0 = 0,2 мм/м получим соответственно:10для бетона марки 100, ц% >210 =21для бетона марки 300 >210 —т. е. в симметрично армированном элементе трещины от усадки могут образовываться
при больших процентах армирования.При односторонней арматуре влияние усадки возрастает за счет момента от вне-
центренного приложения силы, возникающей в арматуре.В этом случае напряжения от усадки могут быть определены из условия равенства
нулю моментов усилий в арматуре и бетоне относительно центра тяжести эпюры ежа-
той зоны.	/Для прямоугольного сечения напряжение от усадка выражается формулой12t25eyESLix1°Р= 1 + 2,25»! *	(Х,43)1 В. И. Мурашев, Трещиноустойчивость, жесткость и прочность железобетона,Машстройиздат, 1950.
§ 45. Расчет изгибаемых элементов269Как показали подсчеты по этой формуле (при еу = 0,15 мм/м и £бр=0.5£б)
усадка бетона оказывает существенное влияние на образование трещин при больших
и средних процентах армирования; при малых процентах армирования напряжения от
усадки невелики.Для учета влияния усадки nptf расчете на образование трещин обычно в формулу
Мт < WTRp вводят не Rp, a Rp = Rp — ор.Б. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ ПО РАСКРЫТИЮ ТРЕЩИНРасчет по раскрытию трещин должен производиться для центрально
и внецентренно растянутых, изгибаемых и внецентренно сжатых при
больших эксцентриситетах элементов железобетонных конструкций, нахо¬
дящихся в условиях агрессивной среды и для тех же конструкций, кроме
центрально растянутых находящихся под давлением жидкости;'затем —
для конструкций зданий и сооружений 1-й степени долговечности, под¬
вергающихся повторной динамической нагрузке, или незащищенных от
внешних атмосферных воздействий, или находящихся в условиях повышен¬
ной влажности воздуха (более 60%), а также для железобетонных силосов
и промышленных дымовых труб.Как показали опыты, на участке элемента с постоянной эпюрой момен¬
тов появление трещин протекает с некоторой последовательностью и в ко¬
нечной стадии они располагаются приблизительно равномерно по всему
участку.Вследствие неоднородности бетона по длине элемента первые трещины
появляются в наиболее слабом месте. При появлении они сразу получают
некоторую начальную величину (раскрытие), зависящую от процента
армирования, состояния поверхности арматуры и т. п., а также и от рас¬
стояний между трещинами.На рис. X. 3 показано напряженное состояние бетона и арматуры
около трещины.В пределах трещины напряжения в арматуре достигнут аа т, а в рас¬
тянутом бетоне они будут равны нулю. По мере удаления от трещины на¬
пряжения в бетоне возрастают до Rf, а в арматуре падают доВ этом сечении, очевидно, должна образоваться смежная трещина.Следовательно, расстояние между трещинами определяется из пред¬
посылки, что новая трещина появится в сечении, удаленном от первой
на расстояние /т, достаточное для снижения напряжений в..арматуре с ве-’
личины аа>т у трещины до величины n'pRv\ напряжения в бетоне в этом
сечении из условия равновесия равны Rp.Происходящая при этом передача усилий с арматуры на бетон обуслов¬
лена силами сцепления между арматурой и бетоном.Исходя из указанной предпосылки, можно написать: •§ 45. РАСЧЕТ ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ1.	Расстояние между трещинами(X. 44)(X. 45)где а/ — коэффициент полноты эпюры сцепления;,'1 'Для которых производится расчет по образованию трещин.
270 Глава X. Расчет элементов по образованию и раскрытию трещинs — периметр арматуры;	\lt —> расстояние Между трещинами;*сц —* максимальное напряжение сцепления арматуры с бетоном.
Напряжение в арматуре а41 в сечении с трещиной* когда она только
что появилась, может быть определено из равенстваttVa. т — WTRP,WTRPт. е.(X. 46)где момент сопротивления сечения после появления трещины
в стадий II.Рис. X. 3. Напряженное состояние бетона и арматуры
ОкоЛо трёЩиЬЫI — До йоявлений трещин; 2 — после появления ЬерЬой грещйны;3 — йббЛё пбявлейия екенШоЙ трёЩёйы.Момент сопротивлений сечения Wr при появлении трещины в стадии 1а
определяется в зависимости от формы Сбчения по формулам (X. 27), (X. 30),
(X. 34) и (X. 38).ПодстаВЛЙй в формулу (X. 45) значение oaiT й вводя новое обозначе¬
ние и — отношение площади сечения стержней к их периметру*ЙОЛуЧИМ»	_(X. 45а)*(X. 47)
(X. 48)откуда расстояние между трещинами{ Д * Rt>
= I		1 I П„И 	ОбозначаяГтW71==<Рт>
§ 45. Расчёт изгибав ных элементов271получимили приисцп'Ь--*
пр ьн 1= <*•*Как следует из этой формулы, расстояние между трещинами прямо
пропорционально значению <рт и обратно пропорционально проценту арми¬
рования. Кроме того, расстояние между трещинами прямо пропорций*нально отношению - , ■, которое зависит от ряда факторов.^ецВ то время как Rp зависит только от марки бётона, величина <о'тсц,
помимо марки, зависит от величины напряжения, диаметра арматуры
и толщины защитного слоя, а также й значительной степени и от профиля
стержней арматуры.Исследований по определению величины и распределения сцеплений
между арматурой и бетоном (при изгибе) на участках между трещинами
не имеется. По результатам опытов на выДергйвание круглых стержнейиз бетона отношение ■ равно 1 -г- 0,8, а для стержней периодическогопрофиля 0,8 -т- 0,6.Испытания также показали, что среднее значение измеренных 1Т
близко совпадает с теоретической величиной, определяемой по формуле
(X. 49). Однако на отдельных участках расстояние между трещинами может
превышать /т, вычисленное по формулам, в 1,5 -г- 2 раза; на некоторых же,
наоборот, Действительное расстояние между Лещинами может быть Меньше
расчетного.ОтметйМ ёщё, что прй арматуре периодического профиля треЩйНЫ
располагаются чаще и равномернее, чем при круглой арматуре.2.	Ширина раскрытия ТрещИн. Указаний НиТУ 123-53Ширина раскрытия трещин по оси арматуры определяется йз условий,
что сумма удлинения растянутой зоны бетона и ширины трещины должна
равняться удлинению арматуры на длйне /т, т. е.®р. с^т *t* &-t = ®4. l/t*	(Xi 50)откуда== (®а. с ~ ®р. с)	(X. 51)ЙЗ формулы (IX. 5)в,а. сКроме того:вр. с	*Р. с ..V и *р-с“<Мр>
бр *где ер ' — среднее относительное удлинение растянутого бетона нА
участке между трещинами по оси арматуры;
ор — напряжение в бетоне в середине между трещинами;<01 — коэффициент полноты эпюры растягивающих напряжений
в бетоне на длине участка между трещинами.
272 Глава X. Расчет элементов по образованию и раскрытию трещинПоставив эти зависимости в выражение (X. 51), получим:имеемПриняв— ^-)/т. (X. 51а)"(X. 52)где <J>T -—.коэффициент, учитывающий влияние работы растянутого бетонаТаким образом, между шириной трещины и расстоянием между тре¬
щинами установлена определенная зависимость, которая достаточно удов¬
летворительно согласуется с опытными данными (расхождение не болееНа величину раскрытия трещин, кроме процента армирования и проч¬
ности бетона при растяжении, существенно влияют величина напряжения
в арматуре, сила ее сцепления с бетоном и степень жесткости стыков и анке-
ровки.Для арматуры с более высоким расчетным сопротивлением напряже¬
ния в арматуре при эксплуатационных нагрузках также выше; увеличи¬
вается ползучесть стыков и анкеровки; все это ведет к увеличению раскры¬
тия трещин.Лучшим средством борьбы с раскрытием трещин при арматуре из
сталей с высоким пределом текучести является увеличение сцепления
арматуры с бетоном. Сцепление арматуры с бетоном зависит главным
образом от профиля стержня; првышение же сцепления путем примене¬
ния бетона более высокой марки мало сказывается на ширине раскрытия
трещин.Опыты показали, что наилучшим сцеплением с бетоном обладают
стержни с винтовой нарезкой-и крученая арматура из стержня некруглого
сечения. По сравнению с ними сцепление круглой арматуры с бетоном
незначительно. Ширина трещин в балках с крученой арматурой в 1,5—2	раза меньше, чем в балках с круглой арматурой.Действие повторных нагрузок способствует увеличению раскрытия.
трещин за счет большего выключения растянутого бетона из работы.Для облегчения расчета раскрытия трещин в изгибаемых элементах
разных сечения (прямоугольного, таврового с полкой в растянутой зоне,между трещинами на ширину раскрытия трещин.ТТ	' Ор	. .Далее, полагая <*>хпр — вследствие малости равным нулю, получим			°а(X. 53)и формула (X. 52). примет вид:(X. 52а)или при	окончательноа(X. 54)20%).
§46. Расчет центрально растянутых элементов273двутаврового и коробчатого) в табл. VII. 1—VII. ^приложения приведены
готовые значения коэффициента и коэффициента ku входящего в'фор мул у
расстояния между трещинами:lr = kitui,	(X. 55)гдеп== и и= ~Т'Для арматуры периодического профиля значение /т, полученное по
формуле (X. 55), умножается на 0,5; для сварных сеток и каркасов из
холоднотянутой проволоки — на 1,25.Согласно НиТУ 123-55, предельная ширина раскрытия трещин для
случаев, указанных выше, должна приниматься ат = 0,2 мм.Ширину раскрытия трещин, полученную по формуле (X, 54), следует
рассматривать как некоторую среднюю величину при кратковременном
загружен ии.Пример X. 2. По данным примера IX. 1, для балки прямоугольного сечения найти
ширину раскрытия трещин.Ширина раскрытия трещин по формуле (X. 54):I °а /ch — Ф р I?-При решении примера (IX. 1) были получены .ф = 0,84 и а* = 1 780 кг/см2.Расстояние между трещинами определится по формуле (X. 55)/т = kitiu.По табл. VII. 1 приложения при известном из примера IX. 1 коэффициенте
а =0,196 находим коэффициент &1 = 6,16.Далее находимЕа 2,Ы0в
п~Еб~ 2,9-Ю5 _7,2;Fa 7t d% d 2
u~~ s ~~ 4nd 4 ~ 4 ~ ’Ширина раскрытия трещин1	780Oj. = 0,84 g 1-10° *22,2 = 0,0158 см « 0,16 л/ж < 0,2 лш.§ 46. РАСЧЕТ ЦЕНТРАЛЬНО РАСТЯНУТЫХ ЭЛЕМЕНТОВРасчет центрально растянутых элементов по раскрытию трещин про¬
изводится в тех же случаях, как и расчет* изгибаемых элементов, в том
числе в железобетонных силосах для сыпучих тел. В последнем случае
величина раскрытия трещин не должна превосходить 0,2 мм.Ширина раскрытия трещин ат определяется по той же формуле (X. 54),
как и для изгибаемых элементов:
274 Глава X. Расчет элементов по образованию и раскрытию трещинЗдесь«V= 7-	(X. 56)г а(X. 57)Последнее легко доказать, исходя из условия (X. 45):где«а. т^а — ЯрЯр/7* = <D'tCIlS/T,jVf RpFe 4"	_ (^6 + Я^а)°а-т —77~ FT ь"‘й5 ТЛили приFari*«!=•Р
bh°*.r = 4ir-п'Л'	(X. 58)Подставляя значение оа»т в формулу (X. 45), получимили"р^Р^3	П Е>	V ,—— = RpF6 = <i>\aslT,откуда^ 	 Рб Rp 	 Fa ' Rpт s * ю'^сц 1*1$ 0>^сц *При круглой арматуре -fp- = 1 и, следовательно, ?т = —.Ш ^СЦСогласно НиТУ 123-55, для арматуры Периодического профиля и
в этом случае значение 1Т умножается на 0,5, а для сварных сеток и кар ка?
сов из холоднотянутой проволоки — на 1,25.
ГЛАВА XIПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕЭЛЕМЕНТЫ§ 47* ПЕРВОНАЧАЛЬНЫЕ ПОНЯТИЯ О ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЯХ И ИХ ПРЕИМУЩЕСТВАОб идее предварительно напряженных конструкций кратко было
сказано в главе II. Идея эта вызвана к жизни главным образом стремле¬
нием ПолуЧиТь конструкции, безопасные в отношении образования трещин.Как известно, причина образования трещин в обычном железобетоне
кроется в малой растяжимости бетона. Первые трещины в бетоне по¬
являются уже при удлинении 0,1 —0,15 мм/м, тогда как растянутая
арматура При эксплуатационной нагрузке (например, при <уа =
= 1 250 кг/см*) получает удлинение, в 4—6 раз большее, т. е. при этой
нагрузке всегда в растянутой зоне бетона имеются трещины (невидимые).Вследствие малой растяжимости бетона нерационально также при¬
менять высокопрочную сталь в обычных железобетонных конструкциях,
работающих на изгиб. Действительно, при почти одинаковой величинемодуля упругости для разных сталей из условия в, = 4^ видно, что£ аесли При обычной мягкой стали в бетоне наблюдаются волосные трещины,
то при арматуре из высокопрочной (Твердой) стали (Rt = 12 ООО -4-
-т- 20 ООО кг/см*) получатся зияющие трещины, при наличии которых
эксплуатация конструкций станет невозможной,В То же время применение материалов высокой прочности для железо¬
бетонных конструкций выгодно, Так как стоимость бетона и стали воз¬
растает медленнее, Чём йх прочность.Различные мероприятия, применявшиеся для того, чтобы избежать
появления трещин в бетойе и эффективно использовать материалы высо¬
кой прочности, ,.ge приводили к сколько-нибудь ощутимым результатам
при обычных способах выполнения железобетонных конструкций.
Только создание искусственного обжатия бетона дало возможность целе¬
сообразно использовать Высокопрочные материалы и создать конструк¬
ции, безопасные в отношении преждевременного образования Трещин.Выше, в главе II, было приведено разделение всех предварительно
напряженных железобетонных конструкций на четыре основных вида:
1 — характеризуемые натяжением арматуры на упоры (до затвердения
бетона), 2 •—характеризуемые натяжением арматуры на бетон (после его
затвердения), 3 — характеризуемые Использованием в качестве арматуры
предварительно напряженных железобетонных стержней (элементов)
и 4 — самонапряженные железобетонные конструкции; эти 'Последние
конструкции пока находятся только в стадии исследований и испытаний.Предварительно напряженные железобетонные конструкции разли¬
чаются между собой еще по ряду других признаков. Так, по виду арма¬
туры могут быть конструкции с Проволочной, пучковой и стержневой
арматурой, а по способу укладки и натяжения арматуры — с раздельным
и непрерывным армированием; кроме того, арматура предварительно
276 Глава XI, Предварительно напряженные железобетонные элементынапряженных конструкций может быть без анкеров и со специальными
анкерами, может обладать непосредственным сцеплением с бетоном, вос¬
становленным сцеплением, достигаемым при инъекции раствора, и вовсе
без сцепления. Затем по составу поперечного сечения конструкции могут
быть с однородным и комплексным сечением, например из двух м^рок
бетона. Предварительно напряженные конструкции могут быть цельные
(в одном монолите) и блочные, составленные из отдельных заранее изго¬
товленных частей, при этом натяжение арматуры используется одновре¬
менно и как средство для соединения отдельных частей.Рассмотрим последовательно напряженное состояние элемента для
случая натяжения арматуры до бетонирования (натяжение на упоры).1)	До бетонирования эле-а)■кU---==rJ „6,9)ЩРис. XI. 1мента арматуру растягивают
в пределах упругости; интен¬
сивность предварительного
напряжения в арматуре, обо¬
значаемая через о0, может
контролироваться при натя¬
жении (рис. XI, 1, а).2)	После бетонирования
элемента и приобретения
бетоном достаточной проч¬
ности (обычно около 70% от
требуемой) арматуру осво¬
бождают от натяжных при¬
способлений, й она, стремясь
вернуться в свое первоначальное состояние, сжимает бетон. Происходя¬
щее при этом укорбчение (обжатие) бетона несколько уменьшает перво¬
начальное упругое удлинение арматуры, что ведет к потере части пред¬
варительного напряжения (рис. XI. 1, б).3)	В дальнейшем вследствие усадки и ползучести бетона арматура,
следуя беспрепятственно за укорочением бетона, теряет часть растяги¬
вающих напряжений, а бетон — часть сжимающих напряжений; к этим
потерям надо добавить еще потери от так называемой релаксации напря¬
жений стали (рис. XI. 1, в). Поэтому предварительное напряжение арма¬
туры должно быть достаточно высоким, чтобы перекрыть эти потери,
которые могут достигать значительной величины (до 2 ООО кгГсм2 и больше).4)	С приложением к элементу внешней нагрузки напряжения, вы¬
званные ею, будут суммироваться с предварительными напряжениями
(пунктирные эпюры), причем в бетоне должны быть или только сжи¬
мающие напряжения (рис. XI. 1, г), или в крайнем случае растягивающие
напряжения, не превышающие предельной величины, при которой еще
не появляется трещин. В частном случае напряжение в растянутых волок¬
нах может быть равно нулю.5)	При дальнейшем увеличении нагрузки напряжение в растянутых
волокнах может достигнуть расчетного сопротивления бетона растяжет
нию /?р и появятся первые трещины (рис. XI. I, д).6)	При еще большем увеличении внешней нагрузки, приложенной
к элементу, в сжатой зоне достигается расчетное сопротивление бетона
сжатию при изгибе RH, а в растянутой.— расчетное сопротивление арма¬
туры RH. Такое напряженное состояние элемента соответствует .пре¬
дельному состоянию в обычном железобетонном элементе без предва¬
рительного напряжения (рис. XI. 1, е). .' Последнее обстоятельство позволяет при определении несущей способ¬
ности элементов с предварительным напряжением распространись на них
§ 48. Области применения и историческая справка277основные положения расчета, установленные для обычного железобетона
с учетом специфических особенностей предварительно напряженных кон*
струкций.При создании предварительного напряжения в элементе после отверде¬
ния бетона главное отличие от вышерассмотренных конструкций заклю¬
чается в том, что предварительное напряжение в арматуре он фиксируется
в процессе упругого обжатия бетона, т. е. ая получается уже с учетом этого
обжатия. Кроме того, при этом способе потери напряжения от усадки
и ползучести бетона меньше благодаря некоторому выдерживанию бетона,
но зато появляются новые потери напряжения вследствие податливо¬
сти анкеров арматурных пучков, смятия бетона, трения в каналах
и т. п,Полученные тем или другим путем предварительно напряженные
железобетонные конструкции имеют следующие преимущества перед
обычными железобетонными:	,	.1)	гарантированная расчетом безо! 			пасность против преждевременного по? |» * ■ |	~"*Тявления трещин; трещин о. сто fi-i / 		Ьг^	^кость предварительно напряженных	— ^Т1ы7алшконструкции — это главнейшее преиму:	■ 'щество их перед обычными железобетон; Рис. XI. 2. Прогибы балки от пред-
ными конструкциями;2)	возможность рационального	3
использования высокойпрочности стали и бетона и, как .следствие, экономия
металла и облегчение конструкций; уменьшение
веса элементов (до 30%) существенно смягчает еще один недостаток
обычного железобетона — его большой собственный вес;3)	возможность целесообразного и выгодного применения
конструкций больших п р о л е т о в, что ведет к расшире¬
нию области применения железобетона и более широкого вытеснения
ими стальных конструкций;4)	повышенная жесткость — меньшие прогибы, что яв*
ляется следствием отсутствия волосных трещин и наличия в элементах
(изгибаемых) деформаций, полученных при предварительном напряжении,
обратных по направлению деформациям от нагрузки (рис. XI. 2);5)	большая долговечность конструкций — опять-таки
благодаря трещиностойкости при эксплуатационных нагрузках;6)	более высокий предел выносливости, обусло¬
вленный незначительными колебаниями напряжений в растянутой арма¬
туре при многократно повторяющейся нагрузке.§ 48. ОБЛАСТИ ПРИМЕНЕНИЯ И ИСТОРИЧЕСКАЯ СПРАВКАТехнические и экономические преимущества предварительно напря¬
женных железобетонных конструкций, особенно их трещиностойкость,
меньший собственный вес и значительно меньший расход стали по сравне¬
нию с обычными обусловили все более широкое их применение как в сбор¬
ном железобетоне, так и в сборно-монолитных и в монолитных кон¬
струкциях.Прежде всего имеется большая потребность в легких сборных эле¬
ментах (балках и панелях), для перекрытий и покрытий жилых и обще¬
ственных зданий, а также в шпалах для железных дорог, особенно в без¬
лесных районах страны. Эти элементы требуют относительно мало стали
и приспособлены для массового заводского их производства.
278 Глава XI, Предварительно напряженные железобетонные элементаСпорные. бад$и и надели перекрытий из обычного железобетона
р тяжелы, и ^недостаточно жестки; р них всегда возможно образование
видимых трещин.Предварительно напряженный железобетон особенно эффективен там,
где обычней железобетон невыгоден или вовсе неприменим, например,в,	больщерролртрыд баночных конструкциях промышленных зданий
ц сооружений; go многих едучаях предварительно напряженные балки
даогут за^енит^ стальные конструкции. Имеются примеры применения
в' промышленных зданиях балок пролетами до 30 м, а в ангарах — до
60 м, причем такие балки могут быть выполнены как сборными, так
и мднрдитньэди,Большепролетные предварительно напряженные конструкции нашли
уже значительное применение в мостостроении, где осуществлены балкирролетамя 1Q0Использование предварительно напряженного железобетона весьма
целесообразно в конструкциях и сооружениях, в которых не допускается
появление трещин таких, как напорные трубопроводы, резервуары и др,
Предварительно напряженные железобетонные резервуары рациональны
не только для хранения воды, ро при применении соответствующей изо*
ляции они пригодны и для хранения легких горючих (бензина, лигроина,
газолина, керосина и т. п.).Имеются случаи использования предварительного напряжения
в практике гидротехнического строительства (плотины, шлюзы и др.)
с целью облегчения конструкций и обеспечения их трещиностойкости,
а также в аэродромных покрытая? взлетно-посадочных полос, дорогах,
сваях, опорах линий электропередач, столбах и т. д.Предварительно напряженный железобетон следует применять там,
где он дает технико-экономический эффект, но его не следует применять
р тех случаях, когда вполне пригоден обычный железобетон.Впервые идея предварительного напряжения (обжатия) элементов,
работающих на растяжение, была предложена в 1861 г. русским ученым--
артиллеристом академиком А. В. Гадолиным для изготовления стальных
стволов пушек,Приложение этой идеи к железобетону отмечено в разных странах:
в 188Q г. й США (Джексон), в 1888 г. в Германии (Дёринг), затем в 1896 г,
в Австрии (Мандль), в 1905—1907 гг. в Норвегии (Лунд) и др.; но перво¬
начальные предложения не привели тогда к практическим результатам.
Это объясняется тем, что предварительное напряжение в арматуре имело
незначительную величину (около 600 кг/см2) и поэтому с течением времени
укорочения бетона вследствие усадки и ползучести приводили к почти
полной потере эффекта предварительного напряжения.Только через 40 лет, в 1928 г., инж. Э. Фрейссине (Франция), исполь¬
зуя высокопрочные сталь и бетон, применил значительные напряжения
(более 4 000 кг/см9) и получил положительные результаты; примерно с этого
времени железобетонные предварительно напряженные (обжатые) кон¬
струкции приобрели практическое значение,В СССР В. В. Михайлов начал производить опыты с предварительно
напряженными (центрифугированными) элементами с 1930 г. (в Тбилиси);
несколько позже Д. В- Офросимов и И. Г. Иванов-Дятлов (в Москве)
производили опыты с трубами, армированными спиралью, которая в горя*
чем состоянии навивалась на сердечник трубы.	^К началу Великой Отечественйой войны в системе б. Наркомстроя
были построены ДРе производственные установки — одна по изготовле¬
нию предварительно напряженных балок (трест «Строитель») и другая
по изготовлению труб (трест Южспецстрой). Кроме того, на Павшинском
J 48. Области применения ,и историческая справка279заводе бцла сооружена установка для производства предварительно
напряженных балок без анкеров (струнобетонных).К этому времени относится разработка в ЦЬЩПСе под руководствам
рроф. А. А. Гвоздева первой «Инструкции по проектированию предва¬
рительно напряженных железобетонных конструкций и указаний fjo
их изготовлению», опубликованной (в качестве проекта) в 1943 г. Инструк¬
ции содержала ценные указания по расчету и коцструцровацик} предв^рр-
тельно напряженных конструкций.В послевоенные годы были приняты адеры по внедрению в. строитель¬
ство предварительно напряженных зкелезобетонных вднстру^ций, §вдо
начато строительство первых заводов по изготовлению «струно^етдццьц»
(без анкеров) балок, плит-настилов и шпал. Можно указать на заводы
в Калининграде, Харькове, Макеевке, Рустави (близ Тбилиси), Жданове
и др. Появились новые предложения советских специалистов по пред¬
варительно напряженным конструкциям и методам их изготовления как
в отношении малых элементов (В. В. Михайлов — б. ЦНИПС и др.), так
и элементов больших пролетов (А. Ц. Коровкин — ЩЩС МПС и др.).Однако на пути практического развития предварительно напряжен¬
ных конструкций, особенно в первое время, у нас встретились большие
трудности вследствие отсутствие оборудования для натяжецря арматуры
и крайне недостаточного выпуска заводами высокопрочной проволоки.
Б результате строители вынуждены были обратиться к изготовлению
менее выгодных конструкций настилов (пустотелых), а з^тем и балок
с применением мягкой стали — гладкой и периодического профиля, но
и эти конструкции также не получили заметного распространения.На наших железных и автомобильных дорогах, начиная с 1946 г„
строились предварительно напряженные железобетонные балочные мосты
пролетом до 33 м, что в настоящее время уже нельзя считать удовлетво¬
рительным*Особенно большое значение для развития и внедрения сборных железо¬
бетонных конструкций, в частности предварительно напряженных, имело
постановление ЦК КПСС и Совета Министров от 19 августа 1954 г. «О. раз¬
витии производства сбррных железобетонных конструкций и деталей для
строительства»,В связи с вводом в эксплуатацию первых крупных заводов сборных
железобетонных изделий Московского и Люберецкого и строительством
многих Других, заводов и полигонов выпуск сборных предварительно
напряженных конструкций постепенно увеличивается и по шестому пяти¬
летнему плану развития народного хозяйства СССР на 1956—1960 годы
должен к I960 г. достигнуть 7 млн. м8 из 28 млн. ж3 всего объема сборного
железобетона, вырабатываемого в стране,В 1950 г. б. ЦНИПСом была выпущена инструкция по проектированию
предварительно напряженных железобетонных конструкций,'существенно
отличавшаяся от инструкции 1943 г.; в 1953 г. инструкция была переиз¬
дана в исправленном виде.В связи со значительным расширением применения^ предварительно
напряженных конструкций разных видов и необходимостью распростра¬
нения и на эти конструкции новой методики расчета по предельным со¬
стояниям разработана и выпущена в 1958 г. новая инструкция (СВ 10-57)г.В Западной Европе, в США, а также и в странах народной демо¬
кратии предварительно напряженные конструкции уже получили до¬
вольно широкое развитие. Так, во Франции за период с 1949 по 1955 гг.1 Инструкция, по проектированию предварительно напряженных железобетонныхконструкций (СН 10-57), Госстройиздат, 1958.
280 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементы.построено более 300 предварительно напряженных мостов и более чем
в 170 промышленных сооружениях применены напряженные конструкции,
в Голландии — 105 мостов.В связи со все увеличивающимся применением предварительно на¬
пряженных железобетонных конструкций во многих странах, в 1952 г.
была организована Постоянная международная федерация с центром
в Париже. Первый международный конгресс этой федерации состоялся
в 1953 г. в Лондоне, а второй — в 1955 г. в Амстердаме. На нем был рас¬
смотрен ряд важных вопросов по теории и практике применения предвари¬
тельно напряженных конструкций. В 1958 г. состоялся III конгресс
в Зап. Берлине.§ 49. БЕТОН И АРМАТУРА ДЛЯ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ1.	БетонДля предварительно напряженных железобетонных конструкций
применяются бетоны разных марок, но преимущественно высокомарочные,
начиная с марки 200 до 600 и выше. Нормативные и расчетные сопро¬
тивления для этих марок бетона приведены выше (глава III, табл. 8).Для изготовления этих конструкций особое значение имеет сокраще¬
ние сроков твердения бетона с целью ускорения .оборачиваемости форм
и натяжных приспособлений. Это достигается применением жестких
смесей, быстротвердеющих цементов, а также пропаривания или сухого
обогрева. При этом установлено, что кубиковая прочность бетона R'
к моменту передачи на него предварительного напряжения должна со¬
ставлять не менее 70% от его нормативной прочности R и не менее
150 кг!см1*.Выбор марки бетона для предварительно напряженной конструкции
и метода уплотнения бетонной смеси производится на основании технико¬
экономического анализа в зависимости от назначения конструкции,
характера армирования, типа анкеров и условий изготовления.В новой инструкции значительно расширены рекомендации по выбору
марок бетона для разных видов конструкций и установлены также трет
бования к прочности бетона при его обжатии (табл. 20).Таблица 20■ Марки бетона для предварительно напряженных конструкций и предел
прочности бетона на сжатие (кубиковая прочность). при его обжатии в кг/см*№п/пВид конструкцииМарка бето¬
на не нижеКубиковая проч¬
ность бетона на
сжатие при его
обжатии не ниже1234JБольшепролетные конструкции, собственный вес
которых составляет значительную часть расчет¬
ной нагрузки:а) тяжелый бетон . . . * 		* .4й0См. лримеча-
ние 1б) легкий бетон	200. То же2Конструкции, работающие:а)	на открытом воздухе при многократно
повторяющейся нагрузке	б)	то же, в помещении		 . .300200
-§~49. Бетон и арматура для предварительно напряженных конструкций 281Продолжение табл. 20№п/пВид конструкцииМарка бето¬
на не нижеКубиковая проч¬
ность бетона на
сжатие при его
обжатии не ниже1. 2343Конструкции из тяжелого бетона, армированные:а)	холоднотянутой гладкой стальной прово¬
локой с анкерами	.б)	холоднотянутой стальной проволокой
периодического профиля (ГОСТ 8480-57),в)	то же, диаметром 6 мм и более .г)	витой круглой .проволокой диаметромд)	круглой проволокой обработанной меха¬
ническим способом (протяжка через уст¬
ройства с карборундовой крошкой, пра-
вйльные станки, образующие риски, на¬
сечку и т. п.), либо химическим спосо¬
бом (травление в ваннах и т. р,) , , , .е)	горячекатаной арматурой периодического
профиля, диаметром более 20 мм или
холодносплющенной арматурой диамет-300300*
400 *400 *400 •300200*200 *
300* •250*350*2004Конструкции из тяжелого и легкого бетона, в
котором располагается горячекатаная армату¬
ра периодического профиля, диаметром до
20 мм или холодносплющенная арматура диа-200 **140 **5Конструкции из легкого бетона, в котором на¬
прягаемая арматура не располагается и защи¬
щена от него слоем тяжелого бетона или рас¬
твора толщиной не менее 15 мм .......50506Железобетонные торцовые шайбы под анкерами;
бетон анкерных стаканов, - в которых заделы¬
ваются загибаемые крюками концы проволок600. 5007Монолитные конструкции резервуаров, силосов
и труб 		150юэ8Дополнительно укладываемый тяжелый* бетон
сборно-монолитных массивных конструкций . #1009Ненапрягаемый тяжелый бетон сборных кон¬
струкций, армированных предварительно на¬
пряженными элементами		100—Примечания. 1- Для конструкций, перечисленных в пп. 1 и 2; кубиковая
прочность бетона при его обжатии принимается в зависимости от вида напрягаемой
арматуры.2. Раствор для защитного слоя конструкций, рабочих швов, пазов, гнезд и т. п.
должен приниматься марки не: ниже 150, а раствор или цементное десто для инъек»
ции в каналы — не ниже 200,’" Марка я прочность бетона при его обхатии указаны для конструкций, работающих при
статической нагрузке; при многократно повторяющейся нагрузке указанные марка и прочность
бетона при его обжатии должны быть увеличены на 20—25%.** В конструкциях из легкого бетона с горячекатаной арматурой периодического профиля
с нормативным сопротивлением до 4 000 кг/см* и диаметром до 20 мм, натягиваемой до напряжений
не более 3 500 кг/см*, допускается применять бетов марки 150; при этом прочность бетона при его
обжатии должна быть не менее 120 кг/см*.
282 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементы2.	Арматура и анкерные устройстваа)	АрматураНаиболее целесообразной арматурой для предварительно напряжен¬
ных железобетонных конструкций является высокопрочная провЬлока
из твердой углеродистой стали.При применений такой проволоки обеспечивается наименьший расход
металла, механизированная навивка и натяжение арматуры. Но вслед¬
ствие малого сечения проволок приходится иметь дело с большим их
числом, что ведет нередко к увеличению размеров сечения, необходимости
применения более мелкого щебня (гравия) и потере полезной высоты.
С переходом на пучки из высокопрочной Проволоки часть этих недостатков
отпадает} но прибавляе+ся работа по изготовлению пучков и анкеров.Для армирования предварительно напряжённых конструкций выпу¬
скается (с 1955 г.) круглая углеродистая проволока (ГОСТ 7348-55)
диаметром от 2,5 до 8 мм. Она обладаёт высоким мёханичёекими свой¬
ствами (предел прочностй от 200 До 140 кг/мм*), й чем меньше ее диаметр,
тем Выше ее прочность (Фабл. 21).Таблица 21Нормативные сойрбтйвления гфма^уры $jj в кг/см*Вид арматурыДиаметр в мм2.5345678Проволока стальная холоднотянутая
высЬкоп^счная круглая углероди¬
стая (ГОСТ 7348-55)	20 oddl90dDlSdod17 00016 0001500014000Проволока стальная холоднотяну¬
тая высокопрочная, периодической)
профиля (ГОСТ 8480-57)	1800017 00016 0001500014 DD013 00012000Приведенные в таблице нормативный сопротивления приняты рав¬
ными браковочному минимуму предела прочности.Относительное удлинение проволоки при разрыве составляет от 2
до 4%. Пока у нас в основном применяется проволока диаметром 5 и 3 мм;
проволока диаметров б—8 мм, допускающая более простое армирование,
еще не выпускается.	.Как показали опыты б. ЦНИПС1, сопротивление скольжению арматуры
в бетоне зависит от многих факторов и изменяется в широких пределах.
Особенно существенное влияние на это сопротивление оказыёает состоя¬
ние поверхности стержней: при гладкой зеркальной поверхности оно
незначительно, при шероховатой поверхности оно сильно увеличивается.В соответствии с результатами этих опытов рекомендуется для обес-
пёчёния надлежащего сцепления (заанкёрйвания) механически обраба¬
тывать поверхность проволоки путем сплющивания (рис. XI. 3, о) или
образованием спиральной риски-йасечкй (pric. XI. 3, 6) Йа автоматическом
стайкё при выйрямлёнйи проволоки.Целесообразность применения химической обработки вызывает сом¬
нения. Исследования НИИ по строительству показали, что применение
хлористого кальция не только нежелательно, но иногда и опасно, так как
он способствует (особенно при Неплотном защитной слое) коррозйи про-м •Р'-Л* Д	йёй; Сойрб+ирленйё скол^жен^к» в бётонё прёдварйтёлыго напря-жёёпой холоднотянутой арматуры, сборник статей «Исследования обычных И предвари¬тельно напряженных железобетонных конструкций», Стройиздат, 1949.
§ 49. Бетон и армйтура для Предварительно Н'йпрмЖёННых конструкций 283болоки. Кроме того, применением хлористого кальция нельзя обеспечить
самозаанкеривание проволоки диаметром 4—5 мм даже при бетоне
марки 500.Инструкция СН 10-57 he допускает применения В предварительно
напряженных конструкциях Kpytvnofi прОВоЛОкй без анкеров или без
обработки поверхности, без свивки Или СШЮЩИй&нйй, так как практика
показывает, что в ряде случаев ее СЦеПЛёнйё С бетоном недостаточно.В последние годы для предварительно ййпряткённых Конструкций
изготовляется специальная высоко* .
прочная холоднотянутая проволока ™
периодического профиля
(см. табл. 21), •Сцепление такой проволоки с бе-, Д1	ггттоном примерно в 10 раз выше сце¬
пления гладкой проволоки. При этом
марка бетона может быть снижена до
200—300, что приводит к существен-;
ной экономии цемента,	Рие-ХЬЗВ случае отсутствия указанных	' 8двух видов специальной арматурыможно применять стальную канатную проволоку диаметром 1,8—5	мм, обладающую следующими МёханйЧёСкшш Свс1ЁстваМи:Диаметр в мм	 1,8 2,6—3 3,2 3,5—4 4,5 5Предел прочности
в кг/мм*	 190 180 160 140 130 120Канатная проволока обладает значительной вязкостью, что позволяет
производить перегибы проволоки при устройстве анкёров к захватов,
Рекомендуется широко применять новую стержневую горячеката¬
ную арматуру периодического профиля, низколегированную, марки
30ХГ2С (ранее называвшуюся AHJI-2 и Арм. 60/90), Диаметром 10—32 мм
(браковочный минимум предела Текучести 60 кг/мм8 и прёдел прочности
90 кг/мм1).Хотя по своим прочностным свойствам высокопрочная горячекатаная
стержневая арматура; уступает высокопрочной Проволоке, она имеет
определенные преимущества, так как она дешевле и требует Меньше
затрат при изготовлении предварительно напряженных конструкций,
В некоторых случаях можно применять горячекатаную арматуру
периодического профиля марок 25Г2С и Ст.5, подвергнутую упрочнению
вытяжкой.Для ряда предварительно напряженных конструкций, таких, как
балки и фермы покрытий (нередко составные), подкрановые балки и др.,
у нас иногда находит применение стержневая арматура из сТалей этих
марок. При ее применении достигаются компактное расположение стерж¬
ней в сечении элементов* простота осуществления предварительного
напряжения и анкеровки. При стержнях периодического профиля и хорЪ-
Шей нх связи с бетоном доСтатоЧйо Надёжная анкёроВка дЬСТигается без
применения каких-либо специальных устройств. Затей йсЛёДСтвие отно¬
сительно большой пластичности горячекатаной стали (удлинение обычно
боЛее 10%) можйо вести расчет с учётом йёрёраспреДёлёнйя усилий так же,
Как для обычных желёзобёТонйых конструкций.Однако расход металла При такой сТёржнеёой арматурё в 2 с лишним
раза больше, чем прй ВыСокоИрочнЬй проволокё; кроме того, стержни
крупйого диаметра выпускаются оТносйТёлыю нёболыпой Длйны (обычно6	м) й поэтому Требуется стыковая электрОсВарКа. Для снижения трудоем¬
кости следовало бьГ выпускать эти стержни Длйной не менее 12 м.
284 . Глава XL Предварительно напряженные железобетонные элементыВ зарубежной практике стержневая арматура с пределом прочности
до 12 000 кг/см2 выпускается с накатанными концами, так как сварка
таких стержней трудно осуществима.Признано, что с увеличением пролетов балок и ферм (сверх 18 м)
применение стержневой арматуры с пределом текучести 5000 кг!см2 ведет
к усложнению работы (заготовка и заводка стержней в каналы) и, конечно,
не дает должной экономии металла.Нормативные сопротивления указанных видов арматуры по СН 10-57
приведены в табл. 22.Т а б л и ца 22Нормативные сопротивления арматуры и в кг/см*№Вид арматурыНормативноеп/псопротивле¬ние в кг/см*1г Горячекатаная периодического профиля1Сталь марки 30ХГ2С	6 0002Сталь марки. 25Г2С		4 0003Сталь марки Ст. 5		2 8004Сталь марки 25Г2С, упрочненная вытяжкой до 5 500 кг/сМ2, но5500при удлинении не более-3,5%			5Сталь марки Ст. 5, упрочненная вытяжкой до 4 500 кг/см2, нопри удлинении не более 5,5%		4 500аСталь марки 25Г2С, подвергнутая вытяжке .на 3,5% без кон¬5 500троля напряжения 		7.Сталь марки Ст. 5, подвергнутая вытяжке да 5,5% без. контроля4500напряжения 			И. Холодн.о.сплющенная периодическргопрофиля8Сталь марки Ст. 5	;	60009Сталь марки Ст. 3 и Ст. 0		III*. Проволока стальная низкоуглеродистая
холоднотянутая (ГОСТ 6727-53) при диаметре4 50010От 3 до 5,5 мм		5*50011От 6 до 10 лш ... .	. . .	IV. Горячекатаная круглая, полосовая
и фасонная4 50012Сталь марки Ст. 3				2 40013Сталь марки Ст. 0		V. Горячекатаная круглая, упрочненная
вытяжкой190014Сталь марки Ст. 3 			2 80015Сталь марки Ст. 0	2 400Пр и меч ание. Арматура, указанная в пп. 1—7 и 12—15, называется мягкой
и ее нормативное сопротивление принято равным браковочному минимуму предела
текучести при растяжении либо напряжению при • вытяжке; арматура, указанная
в пп.8—11, называется твердой и ее нормативное сопротивление принято равным бра¬
ковочному Минимуму предела прочности.Относительно упрочненной арматуры из стали марки 25Г2С и Ст. 5
(табл. 22) следует отметить, что вытяжка до напряжений 6000 и 5000 кг/см2
(применявшаяся раньше) не всегда' соответствует удлинениям арма¬
туры до 3,5 и 5,5%. Как показали опыты НИИЖБа и др., при кон¬
троле вытяжки только по напряжениям не исключена возможность
чрезмерного удлинения арматуры и резкого, недопустимого снижения ее
пластических свойств; при контроле же упрочнения, только по удлине*
§ 49. Бетой и арматура для предварительно напряженных конструкций 285ниям арматуры не всегда гарантируется требуемая величина напряжений,
а однородность ее механических свойств может быть понижена. Поэтому
требуется проверка упрочнения этих сталей по обоим показателям. В при¬
ложении X условные расчетные сопротивления упрочненной арматуры
при контроле только одних удлинений приняты пониженными по сравне¬
нию с условными расчетными сопротивлениями для арматуры, упрочнен¬
ной с одновременным контролем не только удлинений, но и напряжений*По инструкции СН 10-57 расчетные (нормативные) модули упругости
Ел (£”) приняты, по опытным данным, не одинаковыми, а разными в_за-
висимости от марки стали и способа ее обработки, а именно:для горячекатаной арматуры из стали марокСт. 0; Ст. 3; Ст. 5			2 100 ООО ке]см2для горячекатаной арматуры из стали марок30ХГ2С и 25Г2С		 . . 2000000 ,для холоднотянутой круглой и периодиче¬
ского профиля проволоки, пучков из хо¬
лоднотянутой проволоки и для холодно-сплющенной арматуры	 1 800 000 „для тросов и прядей	 1700000 9В странах Западной Европы для предварительно напряженных конструкций отно¬
сительно редко применяется гладкая горячекатаная арматура из крехмнемарганцовистой
стали с пределом прочности не ниже 100 кг/мм2; только недавно в Англии начали
выпускать стержни периодического профиля для напряженных конструкций.. Широкое применение за рубежом получила высокопрочная проволока двух видов:а)	изготовляемая путем волочения в холодном состоянии и подвергаемая термической
обработке; б) термически обработанная низколегированная катанка, не подвергаемая
механическому упрочнению. Последняя оказалась намного выгоднее в изготовлении,.
стоит поэтому дешевле и нашла широкое применение во Франции и ФРГ.Наблюдается стремление применять для снижения трудоемкости работ по предва¬
рительному ‘напряжению и для облегчения размещения арматуры в сечении конструкции
проволоку возможно большего диаметра (5 — 7 мм). При этом для лучшего заанкерива¬
ния производится легкое периодическое сплющивание проволоки или делаются два ряда
углубленийПроволока диаметром 2—3 мм в зарубежной практике встречается относительно
редко; она находит применение (в США, ФРГ) для изготовления витых пучков — прядей
из 7 проволок. Прочность прядевой арматуры выше, чем из толстых стержней, но для
захвата прядей требуются специальные патроны и анкеровка их хуже, чем
у проволоки периодического профиля. Для исследования целесообразности применения
прядей у нас производится в НИИЖБ соответствующие работы.В ФРГ изготовляется горячекатаная термически обработанная овальная проволока,
снабженная по поверхности винтовыми выступами. Применяется и проволока со слегка
шероховатой поверхностью, не подвергнутая особой механической обработке.Необходимо отметить, что за рубежом проволока выпускается в бух¬
тах диаметром 1,5—2,5 ж, благодаря чему проволока раскатывается, не
требуя специальной правки, которая, как установлено, усиливает пол¬
зучесть проволоки. Необходимо и у нас поставлять высокопрочную про¬
волоку в бухтах большого диаметра.Относительно влияния высоких температур на стали, применяемые
для напрягаемой арматуры, можно заметить следующее.Прочность горячекатаной стали’ понижается, начина? с темпера¬
туры примерно 350°, а при 600° составляет только 2/3 первоначальной проч¬
ности. После охлаждения стали ее прочность восстанавливается.Все термически улучшенные и холоднотянутые стали теряют оконча¬
тельно свою высокую прочность при достижении температуры поряд¬^ 1 А. А. Гвоздев, Некоторые, вопросы практики предварительно напряженногожелезобетона, „Бетон и железобетонw № 1, 1956.
286 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные 'влементыка 300°. Однако при кратковременном воздействии (в течение 3—5 мин.)
температура даже в 400° не оказывает вредного влияния.Произведенные у нас опыты с балками, армированными высокопроч-.
ной проволокой с jR® = 15 $00-г- 18 000 кг/см*, показали1, что нагрев
арматуры до 300° вызвал полную потерю предварительного напряжения
и снижение жесткости более чем в 3 раза; При нагреве арматуры до 200°
предварительное напряжение упала на 50—55%, что привело к сниже¬
нию жесткости в 2 раза.Из этого следует, что огнестойкость, предварительно напряженных
конструкций обеспечена в том случае, если (при пожаре) не превышена
критическая температура для данного вида стали.б) Анкерные устройстваАнкеры необходимы для арматуры, натягиваемой на затвердевший
бетон, но они могут быть нужны и при натяжении арматуры На упорыпри недостаточном сце¬
плении арматуры (глад¬
кой) с бетоном.Анкеры должны обес¬
печить надежную переда¬
чу бетону усилий от на¬
тянутой арматуры. При
этом у места расположения
анкеров бетон обычно уси¬
ливают косвенной армату¬
рой (сетками, частыми хо¬
мутами, спиральной арма¬
турой) для того, чтобы он
мог воспринимать мест¬
ные усилия, передавае¬
мые анкерами.Для равномерной пе¬
редачи усилий на бетон
под анкерами рекомен¬
дуется располагать торцо¬
вую стальную или железо¬
бетонную плиту.Анкеры не требуются
в случаях применения:а)	холоднотянутой высоко¬
прочной проволоки пе-Рис, XI. 4. Виды анкеров для арматуры из мягкой риодического профиля при
стали	условии, что при диаметре2,5—6 мм применяется бе¬
тон марки не ниже 300, а при диаметре более б мм — не ниже 400;б)	холоднотянутой витой или круглой проволоки с обработанной по¬
верхностью при бетоне марки не ниже 400; в) горячекатаной и холодно-
сплющенной стержневой арматуры периодического профиля при бетоне
марки не ниже 300.Ниже приведено несколько типов анкеров.. 1 В. И. Мурашев и А. И. Яковлев, Огнестойкость изгибаемых элементовнз обычного и предварительно напряженного железобетона, «Бетон и железобетон»№ 12, 1957.конец
§ 49. Бетон и арматура для предварительно напряженных конструкций 287Для арматуры, допускающей сЪарку, анкеры можно устраивать
в виде приваренных коротышей (рис. XI. 4, а) или шайб (рис. XI. 4, б),
может быть применена гайка (рис. XI, 4, в) или приваривание штампо¬
ванного конца (рис. XI. 4, г).Для гладкой арматуры из твердых сталей (диаметром до 5—7 мм),
не допускающей применения сварки, разработаны следующие анкерные
устройства:а)	анкер в виде колец—«петли»С. А. Дмитриева (рис. XI. б, а); стержню
придается местный изгиб в виде излучины, на которую надевается свар¬
ное или штампованное
овальное кольцо, и в
образовавшееся отвер¬
стие продевается анкер¬
ный стержень; диаметр
круглой стали для ко¬
лец должен быть не
меньше диаметра за-
анкериваемого стерж¬
ня, а диаметр короты¬
ша — не меньше 5 мм и
не меньше двух диа¬
метров стержня; этот
тип анкера имеет пре¬
имущество в отношении
простоты изготовления;б)	анкер в виде
отрезка металлической
трубки (рис. XI. 5,6),
которая после заведе*
ния в нее загнутых кон¬
цов пучка проволочной Рис. XI, 5. Анкеры б. ЦНИПС для арматуры из тверды*
арматуры заполняется	сталей.раствором высокойпрочности; для лучшей заделки арматуры трубку несколько сплющи¬
вают; противоположный конец трубки снабжается внутренней нарезкой
или приваренной гайкой для закрепления натяжного болта при натя?
жении арматуры;в)	анкеровка' при помощи трубок (рис. XI. 5, в), применяемая при
непрерывном армировании.В крупных элементах больших пролетов для армирования- тре¬
буется весьма большое количество проволок, что осложнило бы сборку
и натяжение арматуры. Поэтому для таких элементов высокопрочная
проволока обычно диаметром 5—7 мм используется в виде пупков, вклю¬
чающих от 8 до 60 проволок, в зависимости от мощности элемента и тре¬
буемой площади сечения арматуры.Первоначально для образования мощного пучка вокруг круглого
стержня (сердечника) из мягкой стали диаметром 6—8 Мм укладывали
параллельные проволоки, поверх которых наматывали спираль из вя¬
зальной проволоки диаметром 1—1,6 мм с шагом 5—б см\ затем, если было
необходимо, поверх спирали укладывали второй ряд параллельных про*
волок, опять навивали спираль и> наконец, в случае необходимости, =>
третий ряд и последняя спираль диаметром 2 мм.Для лучшего сцепления с ицъектированным раствором проволоки
в каждом ряду рекомендуется располагать с зазором 1м и больше, а
для лучшего нагнетания (инъекции) раствора рекомендуется в качестве
288 . Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементысердечника применять спираль из проволоки диаметром 1,8— 2,2 мм
(рис. XI. 6, а)Пучок может быть собран также из 7 малых проволочных пучков
(рис. XI. 6, б).- 58Рис. XI. 6. Сечения пучковд —из проволок, расположенных по концентрическим окружностям; б — собранного из 7 проволоч¬
ных пучков; / — сердечник в виде проволочной спирали; 2 — углеродистая проволока; 3 — вязаль¬
ная проволока, d = 1,6 мм', 4 — полость, заполняемая цементным раствором; 5 — тело конструкции;
6 — трубка из кровельной стали, 5 = 0,4 ммПрактическое применение арматурных пучков сначала затруднялось
отсутствием целесообразного решения захвата, а также способов натяже¬
ния и закрепления пучков в конструкции.?)	5}Здесь укажем на относительно простое решение этой задачи, предло¬
женное в 1946 г. А. П. Коровкиным (ЦНИС МПС) для мощных пучков
в мостовых конструкциях. •Анкерная колодка А. П. Коровкина представляет собой металлический
стакан, через отверстие в днище которого пропускаются проволоки пучка
(рис. XI. 7,я); каждая из проволок загибается крюком при помощи не¬
сложного приспособления. После этого стакан заполняется раствором
высокой прочности или металлическим сплавом. Для получения хорошей
«распашки» крюков последние размещают ярусами (для каждого ряда
проволок) с расстоянием между ними 20 мМ.
§ 50. Результаты исследований высокопрочной стальной проволоки2891	При таких колодках число проволок в пучке может быть доведено
до 60, что упрощает изготовление мощных предварительно напряжён¬
ных конструкций.		Испытания пучков с колодками показали, что разрыв пучков про¬
исходит вне анкерных колодок.Для натяжения арматурного пучка применяется сборный кольцевой
захват (рис. XI. 7,6), а для закрепления—специальные шайбы
(рис. XI. 7, в).Более подробное освещение анкеровки пучков, с конструкциями
разных анкерных устройств, а также со способами натяжения и закре¬
пления пучков будет дано ниже (§ 55), при изучении большепролетных
предварительно напряженных железобетонных конструкций.§ 50. РЕЗУЛЬТАТЫ ИССЛЕДОВАНИЙ ВЫСОКОПРОЧНОЙ СТАЛЬНОЙ ПРОВОЛОКИ
(ПОЛЗУЧЕСТЬ И РЕЛАКСАЦИЯ)Для изготовления предварительно напряженных железобетонных
конструкций у нас в первое время была распространена в качестве арма¬
туры холоднотянутая стальная углеродистая проволока (канатная) диа¬
метром от 2,5 до 6 мм. Эта арматура	£
не имеет: площадки текучести (рис. • 6а кг/см
XI. 8).Предал текучести для подобной
стали нередко определяется как на¬
пряжение, при котором остаточная де¬
формация равна 0,2%, и этот услов¬
ный (технический) предел текучести
<*о,2 = (0,7 -г- 0,85) условный же
предел упругости стали определяется
как напряжение, при котором остаточ¬
ная деформация равна 0,01% a0,oi == (0,3 ч- 0,5) R\. Модуль упругости Рис< хь 8 диаграмма растяжения
также имеет обычно заниженное зна- твердой стали (канатной)
чение (Ел = 1,7 -т- 1,8-10е кг/см2), а		величина предельного относительного удлинения невелика (еа =2ч-6%).Под действием постоянной нагрузки (напряжения) в углеродистой
проволоке обнаруживаются заметные нарастания деформаций, называе¬
мые п о л з у честью. Это явление всегда сопровождается явлением
релаксации, т. е. падением начального напряжения во времени,
при условии невозможности перемещений.Оба эти явления прежде всего зависят от величины напряжения,
проволоки и длительности нагружения. Чем выше напряжение и чем
больше длительность, тем больше прирост деформаций или> падение на¬
пряжения. Кроме того, они зависят и от других факторов, как, например,
от содержания углерода и от степени общего обжатия.Явления ползучести и релаксации имеют затухающий характер во
времени, что видно из схематических диаграмм (рис. X!. 9).В начальной стадии натяжения проволока находится в. условиях,
вызывающих появление релаксации, так как натяжение производится
между практически неподвижными опорами.В следующей стадии работы, когда элемент нагружен, проволока
находится уже в условиях, порождающих ее ползучесть, так как арматура
находится под более или менее постоянным напряжением, а перемещения
свободны. . .Из этого следует, что необходимо считаться с обоими явлениями.
290 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыНиже приведены характерные данные опытов, производившихся с высоко¬
прочной проволокой за рубежом и в СССР.а)	В опытах Маньеля (Бельгия) с проволокой диаметром 5 мм при
Ra = 15 ООО кг/см8 и постоянном напряжении стн = 8500 кг/см% в тече¬
ние 2 месяцев был отмечен прирост деформаций Де = 6,8* 10-*, что соста¬
вляет около 14,7% от мгновенной деформации.Испытание такой же проволоки при постоянной длине и том же
начальном напряжении аи = 8500 кг/см2 дало после 2 месяцев падениенапряжения около 1000 кг/см2, или при¬
мерно 12% от начального напряжения.б)	В опытах Н. А. Шкурко (Горь¬
ковский инженерно-строительный инсти¬
тут) с проволокой диаметром 2 мм при
R* = 17 390 кг/см*я напряжениях 0^65ЯП;
0,8Я* и 0,85 RI после 158 суток наблю¬
дался прирост деформаций соответственйо
7,3; 16,4 и 21,6%, а потери напряжения
от релаксации 7,6; 13,8 и 16,5%.в)	В опытах Т. М. Долобко (ЛИСИ)
при начальных напряжениях высокопроч¬
ной (профилированной) проволоки 0,65/?";
0,8#Л и 0,85 Rg релаксация составляла
соответственно 4,05; 6,74 и 11% от /?!!•При этом было выявлено, что процесс релаксации особенно интенсивно
протекает в течение первых минут первого часа, когда падение напря¬
жения составляло около 50% от всей потери начальных напряжений; за
первые сутки релаксация достигала 80% всего падения напряжения.При напряжениях, меньших а0,оь потери напряжений от релакса¬
ции и деформации ползучести незначительны.Из сравнения приведенных данных видна значительная разница в по¬
ведении разных видов проволоки при длительном нагружении, и даже
образцы одного вида ведут себя неодинаково. Величина же потери пред¬
варительного напряжения вследствие релаксации даже при обычном
напряжении порядка о0 = 0,65/?Ц составляет не менее 4% от RI.Однако эти отрицательные свойства холоднотянутой углеродистой
проволоки (в данном случае канатной) могут быть существенно улучшены
путем применения предварительной перетяжки. Последняя приводит
к повышению упругих характеристик проволоки и к уменьшению потери
напряжения от релаксации. Например, в опытах с канатной проволокой,
подвергнутой предварительной перетяжке с напряжением до 0,85#!!
при начальном напряжении 0,8 R„ была обнаружена общая потеря на¬
пряжения только 3,87% от RZ, т. е. перетяжка уменьшила релаксацию
в 1,7 раза до величины, наблюдаемой примерно при 0,65#Ц.Путем же предварительной вытяжки до условного предела текучестио02	можно вообще улучшить свойства холоднотянутой углеродистой
проволоки (по исследованиям д-ра Бребера в Чехословакии).Еще лучшие упругие характеристики и хорошая пластичность стали
(ер = 5 ч-7 %) достигаются путем термической обработки1. Подобная
высокопрочная сталь выпускается у нас в стране. Преимуществом тер¬
мически обработанной проволоки (катанки) является прямолинейность ее1 Термическая обработка стали заключается в закалке (до 800°) и быстром охла¬ждении в масле и затем отпуске в свинцовой ванне (при 500°),СаДлительность наг рутенияДлительность нагружения
Рис. XI. 9
§ 51. Основные расчетные положения и общие конструктивные требования 291диаграммы растяжения в пределах практически используемых напряже¬
ний, чего нет в обычной проволоке, Полученной путем волочения. Ползу¬
честь термически обработанной проволоки при одинаковых прочих усло¬
виях меньше, чем холоднотя^6 кг/см*
16 ООО1
16000
ПОДО
12000
10000
6000
6000
то
2000
о\A S' 1 /t j f1 лh£=20SlЮООке/см16е%Рис. XI. 10. Диаграмма растяжения терми¬
чески обработанной проволокинутои.На рис. XI. 10 показана диа¬
грамма растяжения термически
обработанной высокопрочной про^
волоки.§ 51. ОСНОВНЫЕ РАСЧЕТНЫЕ ПОЛО¬
ЖЕНИЯ И ОБЩИЕ КОНСТРУКТИВНЫЕ
ТРЕБОВАНИЯ1. Расчетные положения, Предварительно напряжен¬
ные сборные железобетонные эле¬
менты рассчитываются на уси¬
лия, которым они подвергаются
в процессе изготовления, транс¬
портирования, монтажа и экс¬
плуатации. Монолитные предва¬
рительно напряженные конструк¬
ции рассчитываются на усилия,
возникающие при изготовлении и
эксплуатации. Предварительное
напряжение вносит в расчет ряд
существенных особенностей.По инструкции СН 10-57 на расчет предварительно напряженных
железобетонных конструкций распространена методика расчета обычных
железобетонных конструкций по предельным состояниям и установлены
соответствующие предельные состояния: по несущей способности (проч¬
ности, выносливости и устойчивости), по образованию и раскрытию трещин
и по деформациям, с использованием нормативных и расчетных сопро¬
тивлений бетона и арматуры, коэффициентов их однородности, коэффи¬
циентов условий работы конструкции и арматуры, но с добавлением нового
коэффициента точности натяжения арматуры. ^При этом в целях упроще¬
ния формул., я пользования ими инструкцией введены так называемые
условные расчетные сопротивления материа¬
лов, представляющие произведение расчетных сопротивлений мате¬
риалов на соответствующие коэффициенты условий работы (mft, тн а,
тн и тн#н).Применение методики расчета по предельным состояниям дает возмож¬
ность более правильно определять несущую способность :предварительно
напряженных железобетонных конструкций с учетом их действительной
работы под нагрузкой, Сравнивая инструкцию СН 10-57 с И 148 -52,* можно
отметить, что в И 148-52 коэффициенты запаса прочности при основных
нагрузках принимались не менее 2,25, тогда как псГ новой инструкции
предусмотрено уменьшение коэффициента запаса прочности до 2—1,9,При выводе расчетных формул для определения несущей способности
приняты те же основные положения, что и для расчета обычных железо¬
бетонных конструкций, прямоугольная эпюра в сжатой зоне бетона
и использование растянутой арматуры до условных расчетных сопро¬
тивлений.
292 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыОпределение несущей способности производится не
только при- действии основных нагрузок, но и при действии усилия,
возникающего при спуске натяжения арматуры, т. е. при предварительном
обжатии бетона. Расчетные формулы составляются с учетом использования
для арматуры нескольких марок стали, каждой со своим условным расчет¬
ным -сопротивлением.Расчет несущей способности по наклонным сечениям производится
по тому же методу, что и обычных железобетонных элементов, но с уче¬
том предварительного напряжения.Анкерные устройства на торцах элементов должны располагаться
с учетом прочности бетона на смятие под шайбами.Кроме обычного расчета по несущей способности, в эту инструкцию
впервые включены и данные для расчета конструкций
на выносливость. Эти расчеты необходимы в тех случаях, когда
на конструкцию действует в эксплуатационных условиях многократно,
повторяющаяся нагрузка, например, в подкрановых балках и поддержи¬
вающих их стойках, эстакадах, шпалах и т. п.При расчете по несущей способности назначаются следующие коэф¬
фициенты условий работы: для изгибаемых элементов сборных конструк¬
ций, а также для плит, окаймленных по всему контуру и армированных
мягкой сталью, принимаются те же коэффициенты m = 1,1ч- 1,25, что
и для соответствующих элементов обычного сборного железобетона; для
элементов конструкций, в которых с образованием трещин в растянутой
зоне исчерпывается несущая способность вследствие достижения услов¬
ного расчетного сопротивления арматуры, а также для сборных элемен¬
тов напорных труб m = 0,9; для прочих элементов m = 1.При расчете по образованию трещин (по трещиностойкости) преду¬
сматривается разделение предварительно напряженных конструкций на
три категории в зависимости от степени опасности образования трещин:1-я	категория — конструкции, к которым предъявляются тре¬
бования непроницаемости (напорные трубы, резервуары и т. п.);2-я	категория — конструкции, к которым не предъявляются
требования непроницаемости, но которые находятся под воздействием
агрессивной среды, многократно повторяющейся нагрузки или арматура
которых полностью или частично изготовлена из высокопрочной холодно¬
тянутой проволоки, обладающей нормативным сопротивлением >
> 10 ООО кг/см2:3-я	категория — конструкции, армированные прокатной арма¬
турой, предварительно напряженными элементами или холоднотянутой
низкоуглеродистой проволокой (ГОСТ 6727-53), в которых допускается
образование трещин в условиях эксплуатации и предварительное напря¬
жение производится лишь в целях повышения жесткости или ограниче¬
ния ширины раскрытия трещин, но которые не подвергаются воздей¬
ствию факторов, указанных для 2-й категории.Для конструкции 1-й и 2-й категорий образование трещин в условиях
эксплуатации не допускается. При расчете для конструкций 1-й катего¬
рий принимаются расчетные нагрузки, а для конструкций 2-й категории —
нормативные нагрузки (с учетом коэффициента динамичности). Кроме
того, для конструкций 1-й и 2-й категорий должен производиться расчет
трещиностойкости при предварительном обжатии бетона с учетом монтаж¬
ных нагрузок.Для конструкций 3-й категории в случае необходимости производится
проверка ширины раскрытия трещин.При выводе расчетных формул по образованию трещин приняты те же
положения, что и для расчета обычных железобетонных конструкций —
§51. Основные .расчетные положения и общие конструктивные требования 293треугольная эпюра напряжений в сжатой зоне бетона и прямоутрльная —
в растянутой, причем, в фор мулы, вводится условное расчетное.сопротивле!-
ние бетоца растяжению, полученное умножением обычного, раечетвош
сопротивления на коэффициент щ р — 1,5* Расчетные формулы' даются
в открытом виде, наглядно отражающем условия статики,В связи с тем что при расчете по несущей способности сечение арма-.
туры получается меньшим, чем при расчете по инструкции 1952 г., воз¬
никает необходимость более точного расчета по образованию трещин.
Это вызывается тем, что при меньшем сечении арматуры и, следовательно,
меньшем' обжатии бетона растянутой зоны становится ' более трудным
обеспечение требуемой трещиностойкости элемента без установки допол¬
нительной арматуры сверх той, которая требуется из расчета по несущей
способности.Большая точность расчета по образованию трещин обеспечивается
также.путем учета влияния арматуры, не подвергаемой предварительному
напряжению.Сборные предварительно напряженные конструкции и элементы сбор-
но-монрлитных конструкций 1-й и 2-й категорий при проверке по образова¬
нию трещин рассчитываются на усилия, возникающие при транспортиро¬
вании и монтаже, с учетом требований НиТУ 123-55 (п. 43).В конструкциях, армированных предварительно напряженными эле¬
ментами, расчет трещиностойкости производят раздельно: а) в бетоне,
окружающем элементы и не подвергнутом предварительному напряжению,
и б) в бетоне предварительно напряженных элементов.При расчете по образованию трещин в стадии эксплуатации вводится
еще коэффициент точности предварительного напряжения,
арматуры, принимаемый равным тт = 0,9.В остальных случаях при проверке трещиностойкости в момент пред¬
варительного обжатия бетона, транспортирования и монтажа элемента,
как и при расчете несущей способности, >mT = 1.Что касается расчета по образованию трещин по наклонным сечениям,
то пока оставлен старый метод расчета — по упругой, стадии.Ввиду того что предварительно напряженные железобетонные кон¬
струкции могут быть запроектированы как без образования трещин, так
и с наличием в них трещин в стадии эксплуатации, инструкцией преду¬
смотрены два способа расчета жесткости (деформаций) конструкций.Деформации конструкций 1-й и 2-й категории определяются как для
сплошного тела с учетом работы сжатой и растянутой зон; деформации же
конструкций 3-й категории определяются с учетом работы элемента в двух
стадиях. Первая стадия включает работу элемента до момента погаше¬
ния внешней нагрузкой предварительного сжимающего напряжения
в крайнем волокне растянутой зоны сечения. В этой стадии деформации
определяются как для упругого тела. Определение деформаций для второй
стадии работы элемента производится по методике расчета обычных желе¬
зобетонных конструкций с учетом упруго-пластических свойств материа¬
лов.При расчете деформаций определяется прогиб от воздействия норма¬
тивных нагрузок и выгиб от воздействия предварительного напряжения.Прогибы предварительно напряженных конструкций -не должны
превосходить величин, указанных в НиТУ 123-55 для обычного железо¬
бетона. При этом строительный подъем вместе с выгибом может быть наз¬
начен равным расчетному прогибу от постоянной нагрузки.Ширина раскрытия трещин для 3-й категории конструкций опре¬
деляется обычным путем, с учетом предварительного напряжения и с уче¬
том работы растянутого бетона между трещинами.
294 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыВыше были приведены данные о коэффициентах условий работы конструкции при
расчете по несущей способности и по образованию и раскрытию трещин. Остается еще
сказать о коэффициентах условий работы для арматуры (т&, тНь а
и /пн. н)». которые несколько отличаются от подобных коэффициентов ДЛЯ обычного
железобетона. Эти коэффициенты имеют следующие величины:а)	для неподвергаемой предварительному напряжению: растянутой и сжатой арма¬
туры из холодносшпощенных стержней периодического профиля, а также из холодно¬
тянутой проволоки, применяемой в каркасах и сетках /яа = 0,7 *;растянутой арматуры из стали марок 25Г2С и Ст. 5, подвергнутой упрочнению I
вытяжкой при бетоне марки 150 и выше, та = 0,9;б)	для предварительно напряженной круглой и периодического профиля арматуры
из холоднотянутой проволоки и холодносплющенной периодического профиля стержневой
арматуры тЙ4 & — 0,7;в)	то же, для стали марок 25Г2С и Ст. 5, подвергнутой упрочнению вытяжкой,
тн. а “г)	для предварительно напряженных хомутов и отогнутых стержней из горячека¬
таной арматуры при расчете на поперечную силу Мц» ц ^ 0,8;	сд)	то же, из круглой и периодического профиля холоднотянутой проволоки %при
расчете на поперечную силу и на изгиб по косому сечению тн. н = 0,7;е)	для прочей предварительно напряженной арматуры mH. а = 1*Установлены еще коэффициенты условий работы бетона, вводимые в формулы:а) при проверке несущей способности в момент предварительного обжатия бетона сжатой
зоны сборных элементов mg — 1»2; в других случаях /Яб= 1; б) при расчете трещино-
стойкости для бетона растянутой зоны тс. р= 1,5.При расчете предварительно напряженных конструкций и назна¬
чении контролируемого напряжения необходимо учитывать потери
предварительного напряжения в арматуре и бетоне, возникающие, под
действием различных факторов при изготовлении и эксплуатации,В арматуре, не подвергаемой предварительному напряжению, сле¬
дует учитывать сжимающие напряжения, возникающие вследствие усадки
и ползучести бетона.Величины потерь предварительного напряжения зависят от свойств
материалов, типа конструкции, метода ее* изготовления, её возраста,
условий эксплуатации и др.По инструкции 1952 г. величины потерь предварительного напряжения
в арматуре от усадки и ползучести и от некоторых других факторов
были даны приближенно в округленных цифрах.В СН 10-57 приводятся значительно более обоснованные (с использо¬
ванием и зарубежного опыта) данные по учету потерь напряжений,
которые учитываются дифференцированно от разных факторов. Это
позволяет более правильно оценить влияние условий изготовления кон¬
струкции и условий ее эксплуатации на изменение величины предвари¬
тельного напряжения. В ряде случаев величины потерь напряжения
несколько превышают потери по старой инструкции.Потери предварительного напряжения, которые должны учиты¬
ваться расчетом, обусловлены следующими факторами: 1) усадкой бетона;2)	его ползучестью; 3) релаксацией напряжения стали; 4) обжатием
шайб, Прокладок и податливостью анкеров арматурных пучков или стерж¬
ней; 5) трением арматуры о стенки каналов; 6) смятием бетона под
витками арматуры; 7) перепадом температуры (разницей температур
арматуры и натяжных приспособлений) и 8) воздействием многократно
Повторяющейся нагрузки (при расчете на выносливость).; При атом различают потери двух родов: потери, происходящие до6	б Ж а т и я бетона, и потери, происходящие после обжатия
бетона, в период эксплуатации. Исходя из этого, потери сй предва:
рительного напряжения принимаются:	.а)	при натяжении арматуры до бетонирования (на упоры);*	Вместо /7?д = 0,65.
§ 51, Основный расчетные положения и общие конструктивные требования 295до окончания обжатия бетона ofl* — от релаксации напряжения) де¬
формации анкеров и температурного перепада (пй. 3, 4 и 7);после окончания обжатия бетона о — от усадки и ползучести бетона
и действия многократно повторяющейся нагрузки (пп. 1, 2 и 8);б)	при натяжении арматуры после затвердения бетона (на бетон):до окончания обжатия бетона оП1 — от деформации анкеров и тре¬
ния арматуры о стенки канала (пп. 4 и 5);после окончания обжатия бетона вп> — от усадки и ползучести бетона,
от релаксации, а также от смятия под витками арматуры и действия много¬
кратно повторяющейся нагрузки (пп: 1, 2, 3, 6 и 8).Суммарные же потери напряжений ап должны приниматься во всяком
случае не менее 1000 кг/см2.Величина предварительного напряжения арматуры а0 и о0, включая
потери, как правило, должна быть:
для твердых сталейо0, оо<0,65Rl,	(XI. 1а)для мягких сталей*о, °о <0,9/&	(XI. 16)Эти величины могут быть повышены — для твердых сталей до 0,75/?".
для мягких сталей до RI в случаях временной перетяжки арматуры
с целью получения постоянного модуля упругости арматуры, компенсации
потерь от релаксации напряжения стали, неодновременного натяжения
арматуры, трения арматуры о стенки каналов и температурного перепада
(при пропаривании или прогреве бетона на стендах), а также для повы¬
шения сопротивления образованию трещин в сжатой зоне при обжатии
арматурой, транспортировании и монтаже элемента, и в напорных трубо¬
проводах.В то же время величина предварительного напряжения не должна
быть меньше 0,4/?Ц. так как при меньшей величине фактическая несущая
способность может оказаться более низкой, чем принято по расчету.
В этом случае после образования трещин слабо натянутая арматура не
может воспрепятствовать быстрому раскрытию трещин и преждевремен¬
ному разрушению элемента.Величина контролируемого напряжения прини¬
мается:а)	при натяжении арматуры до бетонирования о0 и о0 — не более
величин, определяемых формулами (XI. la, XI. 16);б)	при натяжений арматуры после затвердения бетона, *— равной
значениям он и ой, определяемым ниже.2.	Условные расчетные сопротивления материаловКак было отмечено выше, в целях упрощения формул введены услов¬
ные расчетные сопротивления материалов (приложение X).В табл. X. 1 приложения условные расчетные сопротивления бетона
при осевом сжатии и сжатии при изгибе приняты такими же, как и расчет¬
ные сопротивления для обычного железобетона (см. табл. 8), за исключе¬
нием случаев проверки предварительного обжатия бетона сборных
элементов. Для этих случаев сопротивление бетона принято с учетом
коэффициента условий работы бетона при его обжатии пг6 — 1,2. Этим
учитывается ^специфика предварительно напряженного железобетона,
обусловленная кратковременностью действия максимального усилия об.
296 .Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыж-атия бетодалйри изготовлении сборныхэлементов. В то же время при
коэффициенте -щ .= 1,2конструкции получаются более экономичными.:.Усдавнь!^.расчетные сопротивления бетона при осевом растяжений
отличаются от расчетных сопротивлений, принятых для обычного железо¬
бетона, за счет коэффициента условий работы обжатого бетона на осевое
растяжение Щ ^ — 1.5. Условные расчетные, сопротивления-бетона рас¬
тяжению приняты без учета., различных условий его приготовления,
так:!^к'ак влияние этих условий невелико.’ ?	!.'При расчете на выносливость > условные расчетные сопротивления
бетона принимаются по табл. Х.2 приложения, если характеристикаамплитуды цикла нагрузки р = ■амин не превышает 0,1, где о и амакс —”■	°макс	' . .	'X.наименьшие и наибольшие значения сжимающих напряжений от нагрузок
основного сочетания.	' сПри величинах 0,1 •< р < 0,7 условные расчетные сопротивления-
должны приниматься по табл. X. 3 приложения. При величинах же р> 0,7
расчет;элементов на выносливость бетона сжатой зоны не производится.Условные расчетные сопротивления бетона на выносливость с учетом
коэффициента 6р по табл. X. 3 приложения не должны превышать соот¬
ветствующих условных расчетных сопротийлений бетона на прочность
по1 табл. X. 1 приложения.Условные расчетные сопротивления арматуры принимаются по
табл. X. 4 и X. 5 приложения дифференцированно для трех случаев:а)	для растянутой продольной арматуры и растянутой поперечной
арматуры при расчете на изгиб по косому сечению,б)	для растянутой поперечной арматуры при расчеТё на поперечные
силы ив)	для сжатой арматуры.Отметим, что условное расчетное сопротивление арматуры, работаю¬
щей на сжатие, для стали всех марок принято не более браковочного
минимума предела текучести и во всяком случае не более 3600 кг/см2.
Последняя величина определяется, исходя из предельной сжимаемости
бетона в ='0*Q02 и -модуля упругости Ей = 1,8 •10е кг/см2, т. е. RHy <
<£>пр= 3600 кг/смК3.	Общие конструктивные требованияВ элементе (балке) с одной только нижней предварительно напряжен¬
ной арматурой при сильном ее натяжении и отпуске бетон будет подвер¬
гаться внецентренному сжатию, причем в зоне, которая под нагрузкой
работает на сжатие, могут появиться опасные растягивающие напряжения.Действительно, при обжатии бетона имеем прямоугольные эпюры
на всем ' протяжении балки: внизу — сжатие, вверху — растяжение
(рис. XI. 11); при этом в сборных элементах растягивающие усилия могут
еще увеличиться при транспортировании и монтаже.При действии эксплуатационной (равномерно распределенной) на¬
грузки эпюры в обеих зонах имеют вид параболы. В результате в верхних
волокнах балки вблизи опор могут остаться недопустимо высокие растя¬
гивающие напряжения. Поэтому делается необходимой установка в сжа¬
той зоне предварительно напряженной арматуры. Сечение Ув этой
арматуры следует принимать таким, чтобы центр тяжести всей арма¬
туры лежал в ядровой точке или немного ниже ее. В зависимости от раз¬
меров и формы сечения практически /7^ составляет от г!ъ до V3 сечения
нижней арматуры.Верхнюю арматуру для восприятия, растягивающих напряжений
ставят обычно в струнобётонных балках. Однако, как будет видно ниже»
§ 51. Основные расчетные положения и общие конструктивные требования 297наличие этой арматуры, в верхней зоне.снижает прочность’	-Поэтому'в большепролетных / балках, .в. которых предварительное 'Натгр^шие
создается обычно после отвердения бетона, выгоднее и целесообразнее
часть нижних -стержней < отгибать
кверху.Этим же достигается и уменьше¬
ние расчетного значения поперечной
силы от нагрузки, что ведет к умень¬
шению толщины стенки балки и коли¬
чества поперечной арматуры.Нижнее ВолокноВ большепролетных балках отгибаемые
стержни можно, расположить по параболиче¬
ским кривым и притЬм так, что растягиваю¬
щие напряжения в бетоне балки будут равны
нулю. Действительно, пусть балка (рис. А 1.12)
находится одновременно под воздействием равно¬
мерно распределенной нагрузки q и продольной
сжимающей силы Na, вызывающей предвари¬
тельное сжатие бетона. Найдем ординаты кри¬
вой ЛВС—очертания арматурного пучка, удо¬
влетворяющего поставленному условию.В сечении, отстоящем от левой опоры на расстояние х, момент от вертикальной
нагрузкиqxМх = -g-. (/ — х),Рис. XI. 11а напряжение в растянутом волокне балкй при высоте сечения h, ширине b а в пред¬
положении, что балка не армирована:3<7Сжимающее напряжение от продольной силы ЛГа в том же сечении (если пренебречьhнезначительным отклонением ее от горизонтального направления) при ех = -у — у бу¬
дет равноЛГа / ббдД 2N&°6.N— bh\l+h) = bhi(2h~ZylДля того чтобы краевое напряжение в сечении было равно йулю, оба напряжения
должны быть равны, т. е.Zqx (/ — х) = 2N& (2h — ty),откуда получаем уравнение кривой АБС:. _	qlx _2_у~ 2Na — 2Лга + 3 ft‘Очевидно, чтр' на Опоре арматурный'пучок должен находиться вблизи верхней грани,по крайней мере на границе средней трети сечения.
298 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыНаправление пучков у опор, приближаясь к направлению главных
растягивающих напряжений, облегчает восприятие последних.Кроме теоретических выгод криволинейного очертания части арматур¬
ных пучков, такое решение дает и конструктивные преимущества, так
как анкерные устройства размещаются более удобно на разных уровнях
по высоте.По инструкции СН 10-57 радиус кривой пучка или стержня реко¬
мендуется принимать:а)	при пучках из проволоки d < 5 мм — не менее 4 м; при d = 6ч-ч-	8 мм — не менее 6 м\б)	при горячекатаных стержнях d < 25 мм — не менее 15 м; при
d = 28 -г- 40 мм — не менее 20 м.Рис. XI. 13.В целях снижения потерь за счет трения криволинейно располагаемой
арматуры необходимо предусматривать ее натяжение с обоих концов,
или принимать меньшую длину натягиваемых участков.Расположение стержней (проволок) в растянутой зоне элемента не
ограничивается определенным числом рядов, зазор в свету между рядами
проволок рекомендуется не менее 15 мм, а расстояние в свету между про¬
волоками (рис. XI. 13,а, б) должно быть не менее диаметра и не менее 10мм,
а Для отдельно натягиваемых стержней, прядей или пучков (рис. XI. 13, в,г,	д) — не менее диаметра канала для арматуры и не менее 25 мм. При
этом продольная арматура, не подвергаемая предварительному напряже¬
нию, должна располагаться ближе к наружным поверхностям элементов
таким образом, чтобы поперечная арматура (хомуты) охватывала предва¬
рительно напряженную арматуру.Арматура из холоднотянутой проволоки, как правило, должна быть
без стыков. Стыки допускаются при условии одинаковой прочности их
с прочностью стержня. В каждом сечении элемента допускается стыко¬
вание не более 25% общего количества стержней.Толщина защитного слоя бетона для рабочей арматуры
в сборных предварительно напряженных конструкциях при натяжении
арматуры до бетонирования (на упоры) должна быть не менее'
§ 52. Основные формулы для определения напряжений в бетоне и арматуре 29910 мм для плит и не менее 20 мм для балок и колонн, а ‘при диаметре пучков
или стержней более 20. мм — не, менеУ~25 ~млй при диаметре, пучков
и стержней более 32 мм рекомендуется принимать толщину защитного
слоя не менее их диаметра.В плитах, стенках, балках, колоннах и других элементах с арматурой,
натягиваемой после бетонирования (на бетон) и располагае¬
мой в каналах, расстояние от внешней .поверхности, элемента до
внутренней поверхности канала должно быть не менее 20 мм и не менее 0,5
диаметра канала.При групповом расположении пучков, прядей или стержневой арма¬
туры в каналах (рис. XI. 13, е) расстояние от наружной грани элемента
до внутренней поверхности канала следует принимать не менее 80—100 мм
для боковых стенок и не менее 60 мм для нижней поверхности.При расположении у наружной поверхности напрягаемой проволоч-
ной арматуры (вплотную) необходимо принимать конструктивные меры
(легкие сетки, коротыши и пр.) против отслоения защитного слоя.У концов элементов, где расположены концы арматуры с анкерами,
следует, как правило, ставить дополнительную арматуру для восприятия
местных напряжений.Ниже, при рассмотрении разных видов предварительно напряжен¬
ных конструкций, будут указаны их отдельные особенности и детали.§ 52. ОСНОВНБ1Е ФОРМУЛЫ ДЛЯ ОПРЕДЕЛЕНИЯ НАПРЯЖЕНИЙ
В БЕТОНЕ И АРМАТУРЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙВ сечениях, нормальных к оси элемента, напряжения в бетоне и арма¬
туре определяются применительно к инструкции СН 10-57 по упругой
стадии. При этом в состав приведенного сечения вводятся полное сечение
бетона с учетом ослабления его каналами, пазами и т. п., а также пло¬
щади сечений всей продольной напрягаемой и ненапрягаемой арматуры
(Fft и Fb, Fa и Fa), умноженные на отношения модулей упругости стали
и бетона.Для элементов с процентом армирования менее 0,8% геометрические
характеристики сечений можно определять без учета арматуры.Если в сечении имеются бетоны разных марок и видов, оно при¬
водится к бетону одной прочности, исходя из отношения их модулей упру¬
гости при сжатии.В основные расчетные формулы входят величины предварительного
напряжения арматуры и бетона в разных стадиях напряженного состоя¬
ния элемента.Прежде чем перейти, к рассмотрению этих формул, необходимо сна¬
чала ознакомиться с принятыми в СН 10-57 обозначениями напряжений,
возникающих на разных стадиях работы железобетонного элементу для
двух случаев натяжения арматуры, — до бетонирования” (на упоры)
и после затвердения бетона (на бетон).На рис. XI. 14 и XI. 15 приведены характерные стадии работы'цен¬
трально растянутого предварительно напряженного. железобетонного
стержня для этих двух случаев.На схеме для первого случая показана арматура элемента до натяже¬
ния (рис. XI. 14, а) и росле ее натяжения до контролируемого напряжения
оф и закрепления на упорах (рис. XI. 14, б).В этом состоянии напряжения в арматуре могут уменьшаться вслед¬
ствие потерь от релаксации напряжения стали. После бетонирования эле¬
мента и затвердения ;бетона (рис, XI. 14, в) Прибавятся еще потери от
податливости зйжимов арматуры при вибрировании бетонной смеси и от
300 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементытемпературного перепада. Следовательно, в этой стадии потери от этих
трех факторов выразятся в сумме величиной оП1 и в арматуре останется
прё'дваритеЛьйое напряжение о0 — оП1 при об = 0.После спуска натяжения (рис. XI. 14, г) произойдет укорочение бетона
и его обжатие до напряжения o6l, а величина предварительного напря¬
жения арматуры будет равна»Н, = (Ь0 — еП1) — no6l.	(XI. 1)Ь в арматуре
^ и бетонеiтшШя65=0I бн =(60-6„t) -neSs
I 1 &5f16"г= 6»r6nzЧ(бо~бп) - б0.| 6S=QJ60-6n) +300кг/смг*Pg*R,»УРис. XI. 14После проявления усадки бетона и ползучести (вследствие обжатия)
бетон и арматура еще укоротятся и потеряют часть напряжения
(рис. XI. 14, д) . Потери в арматуре от усадки и ползучести бетона
составят оп>, а оставшиеся напряжения, так называемые установившиеся,
будут равны:в арматуре oHj = aBt — о„,; \
в бетоне o6i.	J	( }Далее, под действием внешней нагрузки сжимающие напряжения
в бетоне уменьшаются и доходят до нуля (рис. XI. 14, е), а арматура удли¬
нится и растягивающее напряжение в ней возрастет до величины о0, =
§ 52. Основные формулы для определения напряжений в бетоне и арматуре 301С увеличением нагрузки напряжение в арматуре непосредственно
перед образованием трещин в бетоне достигнет величины (а0 — ап)< +
+ 300 /сг/сж2, а растягивающие напряжения в бетоне достигнут условного
расчетного сопротивления Rp y (рис. XI. 14, ж), после чего образуются
трещины (рис. XI. 14, з).Если после образования трещин в бетоне напряжения в арматуре не
достигнут условного расчетного сопротивления стали #н.у, то возможноа)i6)в)!&РШг)	ГГТНапрятения
В арматуре
и Жетоне
6=06=06=0I |.L\6H=(6o~6m )-n6fit
"7Т6нг 6н^п*
°5г(S0-Sn) -<$0
6ff=0(60-6п )+300кг/смг—Остаточнаядеформация~&Н-Рис. XI. 15игдальнейшее увеличение внешней нагрузки. При уменьшении нагрузки
произойдет закрытие трещин в бетоне и его обжатие (рис. XI. 14, и), хотя
часть напряжений в нем может быть необратимо потеряна.На схеме для второго случая на рис. XI. 15, а показана арматура до
натяжения, а на рис. XI. 15, б — бетонный элемент с каналом для арма¬
туры (до обжатия).В бетоне уже произошла начальная усадка бетона и арматура уло¬
жена в канал (рис. XI. 15, б).После натяжения арматуры с одновременным обжатием бетона
(рис. XI. 15, г) потери предварительного напряжения к концу обжатия,
которые вызваны обжатием прокладок, податливостью анкеро^ арматуры
и трением арматуры о стенки канала, составят оП1. В это время напряжение
в арматуре aHl = (a0 — оП1) — яаб,, а в бетоне o6l-
302 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементытЛиния т и,, т.сечения * F$nINПосле проявления потерь предварительного напряжения оПа, выз¬
ванных усадкой и ползучестью бетона, релаксацией напряжения стали,
а в некоторых случаях — смятием бетона (рис. XI. 15, д), установившиеся
напряжения будут равныв арматуре сг„а = аЙ1 — ап,; |
в бетоне аб>.	J	( ]После приложения внешней растягивающей нагрузки работа элемента
и его напряженное состояние (рис. XI. 15, е — и) такие же, как и в первомслучае.При наличии в рассматриваемых
элементах (обеих схем) ненапрягае¬
мой арматуры стадии их напряжен¬
ных состояний остаются примерно
прежние, но возникает необходимость
дополнительно учитывать сжимающие
напряжения аа и а'а в ненапрягаемой
арматуре.^			По инструкции СН 10-57 вместоMo=FH6o+Fl601 напряжений в арматуре oHl, оНа, o0l, а0а
приняты обозначения обобщенных на-
1 пряжений соответственно в арматуре анГ"fh6qРис. XI. 16.и а0, а в бетоне об.Предварительное напряжение в бе¬
тоне аб в общем случае определяется не¬
зависимо от того, производится ли на¬
тяжение арматуры до бетонирования или после затвердения бетона, по
формулам сопротивления упругих материалов (рис. XI. 16):N0 I N0е0уИ°б “^б. пJб.п ’КоСоУпFб. п*^б. п(XI. 3)Здесь N0 — равнодействующая усилий во всей напрягаемой "верхней
и нижней арматуре рассматривается как внешняя внецен¬
тренно приложенная в общем случае, сила, обжимающа^
полное приведенное сечение.Эта равнодействующая обжимающих силN0 = Fhoq + FWo	(XI. 4)приложена на некотором расстоянии е0 от центра тяжести приведенного
сечения, которое может быть определено из следующего уравнения момен¬
тов относительно оси, проведенной через центр тяжести сечения F6n:N0e0 = Fna0	Fн^оУи*	(XI. 5)откуда(XI. 6)где гя — расстояние между равнодействующими усилиями в верхней
и нижней напрягаемой арматуре;о0	и а0 — напряжения в арматуре, принимаемые в зависимости от рас¬
сматриваемой стадии работы элемента, условий натяжения
арматуры, величины потерь и коэффициента точности натяже¬
ния.
§ 52. Основные формулы для определения напряжений в бетоне и арматуре 303При натяжении арматуры до бетонирования величина контролируе¬
мого напряжения а0 и о'о в арматуре и FB не должна превосходить
установленную величину (ri. 1 § 51).В случае натяжения арматуры после отвердения бетона, контроли¬
руемыми величинами напряжений в нижней (он) и верхней (а') арматуребудут также а0 и а0, но за вычетом величины лаб, получаемой вследствие
упругого обжатия бетона силой N0, приложенной на расстоянии е0 от
центра тяжести приведенного сечения.Следовательно, контролируемые величины напряжений
в этом случае выражаются формулами:сгн = О0 — п<7б,	(XI. 7)°В = а0— ПОб>	(Х1-8)где а0 и «о — принимаются до проявления потерь;
об и Об — определяются по формулам (XI. 3).При этом N0 определяют после проявления первых потерь, происхо¬
дящих до окончания обжатия бетона.Формулами (XI. 7), (XI. 8) устанавливается зависимость между
контролируемыми напряжениями он и он и напряжениями а0 и а’0.Величины установившихся предварительных напряжений
в бетоне и арматуре, которые используются при вычислении главных
напряжений в бетоне, проверке выносливости элемента и подсчете потерь
напряжений от воздействия многократно повторяющейся нагрузки,
определяются по формулам:	 "о, • No,eoty	fXI0б*=^Го + ~7ГТ"	(XI,9)и<Уя,= о0.— п°б„	(XI. 10)где No, — установившаяся величина равнодействующей усилий в арма*
туре за вычетом всех потерь предварительного напряжения:N о, = FHa0l -J- F н°0, Ftoa — Faoa,	(XI. 11)где а0, и а' — напряжения в арматуре Fu и р’в за вычетом всех потерь
(о„);оа и оа — напряжения в ненапрягаемой арматуре Fa и Fa, вызван¬
ные усадкой и ползучестью бетона и соответствующие
нулевому напряжению бетона на уровне той же арматуры
при загружении элемента.	(XI. 12)При криволинейном расположении напрягаемой арматуры значения
о0, и о0> в формуле (XL 11) соответственно умножаются на [cos а и cos а',
где а и а' углы наклона напрягаемой арматуры к продольной оси эле¬
мента.Определение напряжений в бетоне и арматуре центрально обжатых
элементов производится по приведенным выше формулам для внецен¬
тренно обжатых элементов при значениях е0 и М0, равных нулю.Опыты показали, что в предварительно напряженном элементе при
натяжении на упоры (например, в балке) на концевых участках, в так
называемых зонах анкеровки, напряжения в арматуре и бетоне возра¬
стают от нуля ла торцах до величин о„, и об> в конце зоны анкеровки.
Переменное значение нормальных напряжений на этих участках связано
304 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементы1аШжНЕтIqыишьHDDбпс налячяем^касательных напряжений. В средней части элемента нормаль¬
ные напряжения в арматуре и бетоне постоянны по длине, что указывает
на отсутствие касательных напряжений (рис. XI. 17, а).На основе новых опытов ВНИЙжелезобетона получены данные о длине
зон анкеровки и законе распределения нормальных напряжений по длине
этих зон на разных стадиях передачи предварительного напряже¬
ния *.Поэтому по инструк¬
ции СН 10-57 в предва¬
рительно напряженных
железобетонных элемен¬
тах, армированных про¬
волокой без анкеров,
установившиеся напря¬
жения в бетоне и арма¬
туре принимаются ли¬
нейно возрастающими
от нуля у начала за¬
делки до величин, опре¬
деляемых формулами
.(XI. 9) и (XI. 10) на6цфРис. XI. 17расстоянии /а от нача¬
ла заделки проволоки
(рис. XI.. 17, б).Величина /а зави¬
сит от многих факто¬
ров, например от проч¬
ности бетона при его
обжатии, и составляет
от 30 до 120 диаметров
проволоки (табл. 23).Для балок, армированных проволокой без анкеров, расчет главных
напряжений в сечении по грани опоры на участке /а является обяза¬
тельным.При армировании элементов другими видами проволоки (витой и
с обработанной поверхностью) без анкеров длину зоны анкеровки /а
принимают на 50% более указанной в табл. 23, но не менее 80d. ]Таблица 23Длина /а зоны анкеровки проволоки периодического профиля
ГОСТ 8480-57 без анкеров (в диаметрах проволоки d)а0 в кг/см *Кубиковая прочность бетона в момент его обжатия
в кг/смг200300400I 600До 6000 		90d60dш30dБолее 6000 	120с?80 d50dШПри расчете по образованию трещин (по трещиностой¬
кости) необходимо учитывать напряжения в напрягаемой и ненапрягаемой
арматуре. При этом величина напряжений принимается:1 Э. Г. Р а т ц, М. М. Холмянский, В.- М. К о л ь н е р, Передача арматурвйпредварительных напряжений на бетон, «Бетон и железобетон» № . 1, 1958.
§ 52. Основные формулы для определения напряжений в бетоне и арматуре 305а)	в напрягаемой арматуре непосредственно после обжатйя бетона —
с учетом потерь, происходящих до обжатия бетона, т. е. " :O'oj == ао — ant И 00l = 00—(XI. 13)
в стадии эксплуатации элемента — с учетом всех потерь, т. е.°Оа = ао —*П И аов = <*о — ®п;	(XI. 13а)для случая расчета трещиностойкости центрально обжатых работающих
на изгиб элементов, в которых напрягаемая арматура расположена вблизи
центра тяжести сечения, напряжения в напрягаемой арматуре прини¬
маются''равными	0н_ац;	(XI. 14)б)	в ненапрягаемой арматуредо проявления ползучести бетона сжимающие напряжения оа и а'
принимаются равными потерям напряжений от усадки бетона;в стадии эксплуатации элемента аа и о'а равны сумме потерь напря¬
жений от усадки и ползучести бетона.При расположении равнодействующей усилий напрягаемой арматуры
на грани ядра сечения или вблизи ее допускается принимать о'а = 0.Напряжения в бетоне и напрягаемой, арматуре от нормативной на¬
грузки, проверяемые при расчете на выносливость, для стадии
эксплуатации элемента определяются на основе принципа неза¬
висимости действия сил по правилам сопротивления упругих материалов
^ суммируются с установившимися напряжениями по формулам:<Х1|5>(XU6)где М и N — изгибающий момент и продольная сила от нормативной
нагрузки с учетом в необходимых случаях динамического
коэффициента; при определении напряжений в рассматри¬
ваемой арматуре знак плюс при М и N принимается в слу¬
чае, когда их действие вызывает растяжение арматурьг,
а знак минус — сжатие; при определении напряжений
в бетоне знаки при М и N заменяются на обратные;
у -r-г. расстояние по высоте от центра тяжести приведенного
сечения F6„ до рассматриваемого волокна.Для конструкций, подвергающихся многократно повторяющемуся
действию нормативной нагрузки; наибольшие величины напряжений
в бетоне сжатой зоны не должны превосходить условных расчетных
сопротивлений бетона на выносливость (табл. X. 2 приложения).Напряжения в бетоне растянутой зоны вычисляются на уровне наи¬
более удаленного от нейтральной оси ряда арматуры (холоднотянутой)
и не должны превосходить условного расчетного сопротивления на* выно¬
сливость /?р. у. В конструкциях с горячекатаной арматурой эти напряже¬
ния не. проверяются.Вычисленные напряжения в напрягаемой арматуре с учетом потерь
не должны превосходить:0,60#" при р > 0,9 1
или	(XI. 17)0,55/?U при 0,8 < р < 0,9. JКроме того, они не. должны превосходить условных расчетных
сопротивлений (табл. X. 4 приложения).
306Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыif 68. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ПОТЕРЬ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯВопрос об определений потерь от усадки, ползучести бетона, релакса¬
ции ‘напрягаемой стали и других факторов при расчете предварительно
напряженных конструкций имеет весьма существенное значение, но он
еще не получил окончательного разрешения.По прежней инструкций (И 148-52) потери назначались в круглых
цифрах, а именно потери от усадки и ползучести бетона при арматуре
из твердой стали были установлены: для конструкций с натяжением
арматуру до бетонирования — 1500 кг!смг, а для конструкций с натяже¬
нием арматуры после отвердения бетона —1000 кг/см*. Меньшие потери
еб втором случае объясняются тем, что усадка к моменту натяжения
арматуры уже в некоторой мере произошла, а ползучесть тоже будет
меньше, чем при загружении свежеизготовленного элемента в первом слу¬
чае.В практике зарубежных стран потери напряжений в арматуре от усадки, ползу¬
чести бетона и .релаксации напряжений стали определяются по-разному.Так, во Ф'ранции эти потери вычисляются по формулеЕя^	0,0001i?a -}* 2 2?^ ®б>	(XI. 18)в США:а)	для конструкций с натяжением до бетонированияДвв = б,04ой + 16а0 + 4,2 кг/мма;	(XI. 19)б)	для конструкций с натяжением после затвердения бетонаДае = 0,04он + 11об + 2,1 кг/мм2;	(XI. 20)В Бельгии все потери оцениваются в 15% от он.Потери напряжений, вычисляемые по этим формулам, колеблются в широких пре¬
делах, примерно от 3 000 (США) до 1 500 ке/слАВ СССР предприняты всесторонние исследования для возможно
более точного определения потерь предварительного напряжения . от
раайых факторов.; Ниже приводятся данные для определения потерь предварительного
напряжения по инструкций СН 10-57.1.	Величина потерь напрйжёнйя'^'&рматуре от усадки тяжелого
бетона принимается:а)	при натяжении арматуры до бетонирования (на упоры)—400 кг/см2;б)	при натяжении арматуры после Затвердения бетона (на бетон)
—ё00 ке/см2.	(XI. 21)2.	Величина потерь напряжения ь арматуре от ползучести
тяжелого бетона 1 на основания опытных данных определяется по форму¬
лам:а)	при натяжении арматуры на упоры■^•[»« + 3«'(f.-0,5)]!	(XI. 22)б)	при натяжении арматуры на бетонb+3*' ($■ ~ °*5)] * (XL 23)*	При определений потерь От ползучестй использованы как зарубежные данные,
так и результаты экспериментальных работ НИИЖБ.
§ 53. Определение потерь предварительного напряжения	807где 0б —величина предварительного напряжения бетона по? формуле
(XI. 3), но на уровне центра тяжести бсей продольной арма¬
туры; при значениях ©б, не превышающих 0,5/?', потери про¬
порциональны напряжениям; При больших напряжениях бётЬнз
деформации ползучести нарастают с большей интенсивностью
и учитывается второй член формулы;_ кубиковая прочность к моменту передачи на бетон предвари¬
тельного йайрЯЖеййя;k — коэффициент, принимаемый равным k = 1 при арматуре из
холоднотянутой проволоки и k = 0,8 — при горячекатаной
арматуре; в последнем случае уменьшение предварительного
напряжения заметнее влияет на снижение ползучести бетона.Для предварительно напряженных напорных труб, резервуаров, свай
и других конструкций» находящихся в условиях повышенной влажности,
допускается снижать величины потерь от усадки и ползучести бетона
на 50%*Потери от усадки и ползучести бетона для составных конструкций
из блоков длиною 6 м и более (без заливки швов) должны приниматься
как для конструкций с арматурой, натягиваемой на упоры. При длине
блоков менее 6 м потери необходимо соответственно повышать.Потери предварительного напряжения от усадки и ползучести легкого
бетона принимаются по опытным данным.3.	Потери вследствие релаксации напряжений в холоднотянутой про¬
волоке принимаются равными 0,05 а0;	(XI. 24)при а0 > 0,65Rl
величина потерь повышается до0,05ао + 0,2 (а0_ 0,65^), 10,05а; + 0,2 (ао — 0,65/?Ц). jВ горячекатаной арматуре эти потери принимаются равными нулю.4.	Величина потерь напряжений в арматуре вследствие обжатия
шайб (прокладок), податливости анкеров, смятия бетона
под анкерами, а также деформаций захватных приспособлений опреде¬
ляется, исходя из одинаковых абсолютных величин деформаций от обжа¬
тия шайб, расположенных между анкерами и бетоном элемента, Xt=l мм
и от податливости анкеров Хг = 1 мм на каждый анкер; следовательно,
на каждый анкер или захват приходится величина потерь(Х,+Х2)^,	(XI. 26)где I — длина натягиваемого пучка или стержня в мм.При применении анкеров в виде клиновых шайб (типа Фрейссине)
или плотно завинчиваемых гаек потери за счет обжатия шайб и гаек не
учитываются, т. е. = 0.5.	Величина потерь напряжения в арматуре за счет трения
пучков, прядей или стержней арматуры о стенки каналов на прямолиней¬
ных и криволинейных участках определяются с учетом коэффициента
трения о стенки канала, длины прямолинейных участков канала, угла дуги
соприкасания арматуры на криволинейных участках и других данных по
формуле"н-АГ л	l_\	(XL 27)Fa и[
308 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыгде —г. усилие, развиваемое домкратом или натяжным устройством,
; .определяемое по формулеN„ = Nekx+IL\(XI. 28)N— усилие в арматуре с учетом потерь при трении;0	— центральный угол (в радианах) дуги соприкасания арматурыс поверхностью канала на криволинейном участке (б = 57^57) ;ои т- контролируемое предварительное напряжение арматуры при
отсутствии потерь; допускается принимать он ss; о0;
р — коэффициент трения арматуры о стенки канала; величина его
зависит от ряда! факторов — от состояния поверхностей стержня
(пучка) и стенок канала, от величины давления стержня на
стенки, от степени удлинения стержня и пр.;
k — коэффициент, учитывающий отклонение прямолинейного участка
канала (на 1 пог. м) от его проектного положения (неправильная
укладка и вмятины, образующиеся при бетонировании);
х — длина прямолинейного участка канала, считая от ближай¬
шего натяжного устройства до расчетного сечения.Значения коэффициентов k и р для круглой арматуры приведены
в табл. 24.Таблица 24Значения коэффициентов кирТип каналак на 1 пог. м
.длины каналаКанал с оболочкой из тонкой металлической трубы
Канал, образуемый протаскиванием сквозь бетон длин¬
ного стержня или трубы после укладки бетона . . .
Канал, образуемый надуваемым резиновым шлангом
с жестким стержнем, удаляемым из бетона после
его укладки . 			 		0,350,550,550,00300.0015Длявычислениязначенияо1можно использоватьekx-\-^табл. 54 (глава XX, § 129), принимая kx + р0 = 5, или приближенно
принимать^ j. kxРазница от применения этой формулы по сравнению с точной — незна¬
чительная.Наиболее простым средством уменьшить потери от трения является
перетя ж к а при натяжении пучка; обычно достаточно перенапряже¬
ние 5—10%; существует и ряд других приемов (см. § 55, п. 4).6.	Величина потерь предварительного напряжения в арматуре вслед¬
ствие смятия бетона под виткам й спиральной или кольцевой
арматуры принимается 300 кг/см2, но учитывается лишь при диаметре-
конструкции не более. 3 м.7.	Величина потерь в арматуре вследствие разности в темпе¬
ратуре (при изготовлении с пропариванием или прогревом бетона)
натянутой арматуры и устройства, воспринимающего усилия натяженця,
принимается20Д/ кг/см2,	(XI. 29)
§ 53. Определение потерь предварительного напряжения	309где At— разность в градусах между температурой нагрева> арматуры
и температурой упоров (окружающего воздуха),, воспринимаю¬
щих усилия натяжения арматуры.8.	Величина потерь в арматуре при воздействии много¬
кратно повторяющейся нагрузки, учитываемая только
при расчете на выносливость, принимается600 4*-.	(XI. 30)Кб. уЗдесь об — установившееся напряжение в бетоне на уровне центра
тяжести напрягаемой арматуры растянутой зоны, опре¬
деляемое по формуле (XI. 3) до проявления потерь от
многократно повторяющейся нагрузки;/?б.у — условное расчетное сопротивление бетона на выносли¬
вость, принимаемое по табл. Х.2 приложения в зависи¬
мости от вида напряженного состояния.При воздействии многократно повторяющейся нагрузки потеря напряжений в пред¬
варительно напряженной арматуре происходит за счет накопления остаточных деформа¬
ций в бетоне.Теоретически величина этих потерь равна(л' —я) абз,	(XI. 31)где абз — напряжение в бетоне с учетом всех потерь, включая и потери от воздействия
многократно повторяющейся нагрузки; оно может быть принято равным 0,5об#;(Еал' = —г соответ*ствует упругим и остаточным деформациям, а п = -гг- — только упругим де-сбформациямj .Умножив и разделив выражение (XI. 31) на R’6 у и заменив ag3 на 0,5a6j, получим
0,5(в'-я) я;. у -Дь_.	(XI. 32)кб. уКак показали исследования, выражение (л' — п) у (п' — п) Ru у для разных
марок бетона и разных видов стали в среднем равно 1350 кг/см1. Таким образом, под¬
ставив эту величину в формулу (XI. 32), получим за округлением окончательную расчет¬
ную формулу (XI. 30), которая, по данным О. Я. Берга (ЦНИИС Минтрансстроя),
обеспечивает достаточную точность расчетов.9.	Кроме перечисленных потерь, в бетоне в арматуре возникают
потери напряжения от упругого обжатия бетона при последовательном
натяжении пучков или отдельных стержней.Действительно, при наличии в элементе нескольких .луч¬
ков, прядей или стержней арматуры, натягиваемых не одновременно
(раздельно или группами), происходит снижение напряжения в арматуре,
натянутой ранее, вследствие упругого обжатия бетона усилиями пучков,
прядей или стержней, натягиваемых позднее. Это снижение предваритель¬
ного напряжения может быть определено по формулеоа = пДаб,	(XI. 33)где п — отношение модуля упругости натягиваемой арматуры к модулю
упругости бетона;
310Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыД<?в -гг*, среднее напряжение в бетоне (на длине участка данной группы
арматуры, натянутой ранее, на уровне ее центра тяжести)
от сиЛы натяжения другой группы арматуры, натягиваемой
после первой группы, в которой определяются потери напряже¬
ния; при этом напряжение в арматуре принимается до проявле¬
ния потерь от усадки, ползучести бетона и релаксации напря¬
жений металла.Величина Доб определяется для каждой группы арматуры, натяги¬
ваемой после той группы арматуры, для которой определяется потеря
напряжения.Арматура группы, натягиваемой ранее, должна быть Напряжена
сильнее на найденную величину снижения напряжения.При определении снижения предварительного напряжения рекомен¬
дуется подразделять арматуру на две-три группы.§ 54. ЦЕНТРАЛЬНО РАСТЯНУТЫЕ ЭЛЕМЕНТЕ!1.	Конструктивные особенностиВ зависимости от способа создания предварительного напряжения
различают два вида центрально растянутых элементов:а)	элементы, в которых предварительное напряжение создается натя¬
жением арматуры до затвердения бетона (т. е. на упоры);
к таким элементам можно отнести, например, нижний пояс фермы
(рис. XI. 18, а), затяжку и подвески арки и др.;б)	элементы, в которых предварительное напряжение создается
натяжением арматуры после затвер дения бетона (т. е.
на бетон); к ним прежде всего относятся конструкции, в которых появле¬
ние трещин вовсе недопустимо или крайне нежелательно, например напор¬
ные- трубопроводы, резервуары, силосы, затем разные прямолинейные
элементы, такие, как нижний пояс фермы и др.Конструкция трубопровода (рис. XI. 18, б) образуется следующим
способом: на бетонный сердечник, изготовленный, как правило, путем
центрифугирования, навивается спираль из обычной или высокопрочной
проволоки, концы которой завариваются; при этом спираль навивается
в холодном состоянии, с требуемым напряжением. Поверх спирали нано»
сится защитный слой из торкретбетона.Конструкция предварительно напряженных цилиндрических резер¬
вуаров осуществляется по тому же принципу: на заранее изготовленную
железобетонную стенку (рис. XI. 18, в) натягивают кольца арматуры
из обычной стали или навивают под напряжением спираль из высокопроч¬
ной проволоки. Поверх напряженной арматуры торкретированием нано¬
сится защитный слой.Сопряжения стенок резервуара с днищем и покрытием делаются раз¬
резными; зазор между стенкой и днищем заделывается обычно эластич¬
ной мастикой.На рис. XI. 18, г, показана составная ферма из трех частей; предва- '
рительно напряженная арматура нижнего пояса соединяет в одно монолит¬
ное целое отдельные части фермы.При таком натяжении арматуры (на бетон), осуществляемом после
затвердения бетона, предварительное напряжение в арматуре получается
фактически уже с учетом обжатия бетона. Но в этих конструкциях в отли»
чие'от первых получаются дополнительные потери предварительного на¬
§ 54. Центрально растянутые элементы311пряжения от обмятая бетона под витками спиральной арматуры,' от тре¬
ния пучков в каналах или от податливости анкеров, закрепляющих концы
арматуры в прямолинейных элементах.Рис. XI. 18. Различные виды предварительно напряженных
конструкций, работающих на центральное растяжение2.	Расчет центрально растянутых элементовРасчет предварительно напряженных • центрально растянутых эле¬
ментов складывается из расчета по несущей способности и расчета по.
образованию трещин (на трещиностойкость), а также проверки при от¬
пуске натяжения; для конструкций 3-Й категории производится расчет
по раскрытию трещин.а)	Расчет по несущей способностиНезависимо от способа натяжения арматуру (на упоры или на
бетон) расчет производится по формулеN < т (mB. HFB + m^F,) == т (Ян< yFA + #4у FJ, (XI. 34)т е. усилие полностью передается на арматуру.Здесь Ян. уRа. у — условные расчетные сопротивления напрягае¬
мой и ненапрягаемой арматуры.
312Глава; XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыб)	Расчет по образованию трещин
Найдём сначала предельное растягивающее усилие Nr, при котором
в 'предварительно напряженном элементе появятся трещины.При действии на предварительно напряженный элемент внешней
растягивающей силы (нагрузки), которая постепенно увеличивается,
сжимающие напряжения в бетоне будут уменьшаться, дойдут до нуля,
а затем появятся и растягивающие напряжения, и перед образованием
трещин достигнут условного расчетного сопротивления Rp y.Напряжения в арматуре., наоборот, будут увеличиваться, причем
при повышении растягивающих напряжений в бетоне от 0 до Rp\y прирост
напряжения в арматуре будет равенер£а = ^ £а = /г£ р. у ж 300 кг/см*.Здесь растяжимость бетона принята по большему пределу ер = 0,00015
с. учетом .проявления в предварительно напряженном элементе большей
пластичности, бетона.’ Как следует из сказанного, при осевом растяжении элемента уси¬
лием NT от нормативной (расчетной) нагрузки предельное растягивающее
усилие в элементе слагается из трех величин:растягивающего усилия в бетонном сечении F6Rp у,
усилия в напрягаемой арматуре FH (о о + 300),
усилия в ненапрягаемой арматуре Fa (300 — оа)>
где ао = Що0 — ап ~ тта02 — предварительное напряжение в арма¬
туре за вычетом всех потерь;
тт = 0,9 — коэффициент точности натяжения;оа — напряжение сжатия в арматуре F&, вы¬
званное усадкой и ползучестью бетона
(в момент достижения бетоном нулевого
напряжения), и определяемое в стадии
эксплуатации по формулам (XI. 21)
и (XI. 22).Таким образом, формула для расчета по образованию трещин в цен¬
трально обжатом элементе при осевом растяжении нормативной (расчет¬
ной) нагрузкой, будет иметь вид:NT < /У?р. у + Fа (300 - eg + Fн (тто0, + 300). (XI. 35)Эта формула применима для обоих случаев натяжения (на упоры
и на бетон), различие заключается только в численной величине пред¬
варительного напряжения и в величине оа.В случае натяжения арматуры на бетон площадь сечения бетона F6
принимается за вычетом площади сечения каналов для пучков (стерж-
ней).Если при расчете окажется, что NT существенно больше N* (для2-й категории), необходимо сделатй перерасчет для определения другой
(меньшей) величйны предварительного напряжения в арматуре Fu.в)	Расчет по прочности при отпуске натяжения (обжатии бетона)Для расчета прочности центрально обжатого элемента при ЫЙуске
натяжения или при обжатии бетона (после затвердения) усилия обжатия
вводятся в расчет как внешние силы; при этом учитывается возможность
снижения предварительного напряжения в арматуре за счет деформации
бетона к моменту окончания его обжатия на величину оп*.Таким образом, расчетная формула будет иметь вид:(XI. 36)
§ 54. Центрально растянутые элементы313где оп, — величина снижения предварительного напряжения в арма¬
туре; прйййМаётся обычно равной 3 000 кг/см2 (вме¬
сто 3 600 кг/сМ*) с учетом того, что при достаточно быстром обжа¬
тии бетона его пластические деформации могут проявиться
не. полностью.Согласно инструкции СН 10-57 принимаются следующие напряжения
в арматуре:а)	при натяжении на упоры напряжение принимается равныма0	аПа>где ао — предварительное напряжение в арматуре после проявления
потерь, происходящих до обжатия бетона (аП|);
оп* = 3 000 кг/см2, но не более напряжения ао, вычисленного без
учета потерь;б)	при натяжении на бетон одновременно всей арматуры обжи¬
маемой зоны элемента, прочность которой проверяется, напряжение при¬
нимается равным ан, где ан — контролируемое предварительное напря¬
жение в арматуре по окончании обжатия бетона до проявления потерь;в)	при натяжении на бетон арматуры обжимаемой зоны элемента
поочередно группами напряжение принимается равным oQt — оПв,где oQt — напряжение в арматуре после проявления потерь, происхо¬
дящих до обжатия бетона (оП1);
роп = 3 000 кг/смг, но не более 2 500 кг/см2;Г нFp н — площадь напрягаемой арматуры всех групп обжимаемой зоны
элемента, кроме площади последней группы (равной FH— Fp а);FH — площадь всей напрягаемой арматуры обжимаемой зоны эле¬
мента, прочность которой проверяется;F6 — площадь всего поперечного сечения бетона за вычетом пло¬
щади сечения каналов;<р — коэффициент продольного изгиба, учитываемый для элемен¬
тов при натяжении арматуры на бетон и расположении ее
в пазах или на боковых поверхностях, и принимаемый по
НиТУ 123-55) (см. главу VI, § 23); при натяжении на упоры
<р = 1.г)	Расчет по раскрытию [трещинРасчет по раскрытию трещин центрально растянутых элементов кон¬
струкций 3-й категории производится в основном по формулам, выведен¬
ным для конструкций из обычного железобетона.Ширина раскрытия трещин определяется по формулеот = 4.^-/т,	(XI. 37)агде ом, — напряжение в напрягаемой и «енапрягаемой арматуре Fa
и Fa', находится по формулеFн + Fa— осевое растягивающее усилие, погашающее напряжение в бе¬
тоне абв, вызванное его обжатием предварительно напряженной
арматурой.
814 Глава XL Предварительно напряженные железобетонные элементыРасстояние между трещинами определяется по формулеЛ—f»	(XI. 40;где s — Периметр сечения арматуры.Для арматуры периодического профиля значение /т, полученное по
формуле (XI. 40), умножается на 0,5.Ширина раскрытия трещин, пересекающих арматуру, как и в обыч¬
ном железобетоне, не должна превышать 0,2 мм.д)	Расчет, торца элемента на смятие под анкерными шайбамиЭтот расчет на смятие вызван тем, что в ряде случаев при натяжении
арматуры концейые участки получали повреждения и имели пониженную
прочность. На основании экспериментальных данных МИСИ и НИИЖБ,
расчет на смятие при косвенном армировании элементов сварными сетками
аа длине равной или меньшей высоте сечения, согласно СН 10-57 допу¬
скается производить по формуле:<	®^пр. +	у>	(XI. 40а)где 0=4 — 3tj=4 — 31/"~ -г- коэффициент, учитывающий влияние бетон¬
ной обоймы на повышение несущей способ¬
ности бетона при смятии;F~ — отношение Площади смятия (площади шайбы)гк общей расчетной площади, на которую
передается нагрузка (при этом за расчет-
ную площадь F принимается площадь, у ко¬
торой центр тяжести совпадает с центром
тяжести площади смятия FCM);/?пР.у — принимается по п. 2 табл. X.. 1 приложе¬
ния;^ _ яд/А + n%hh _ объемный коэффициент косвенного арми¬
рования;fi9 1Х и пх — соответственно площадь, длина и число
стержней сетки в одном направлении; ,/а, /| и Л| — соответственно площадь, длина стеркня
и число стержней сетки в другом направле¬
нии;h — расстояние между сетками;F2 — площадь бетона, заключенного внутри кон¬
тура сеток (в элементах прямоугольного
сечения Fa принимается равной квадрату
меньшей стороны поперечного сечения);
/?а. у — условное расчетное сопротивление стерж-
* ней сеток.Пример XI. 1. В железобетонной ферме пролетом 18 м растягивающее усилие
р нижнем поясе от расчетных нагрузок N = 45 т и от нормативных нагрузок NH = 36 т.
Бетон марки 400; у = 18 кг/см2; #пр. у = 200 кг/сма; Eq = 380 000 кг/см2. Рассчитать
предварительно напряженный нижний пояс в двух случаях: с натяжением арматуры
на упоры и с натяжением арматуры на бетон. Коэффициент условий работы т = 1.Случай 1. Дополнительные данные: арматура нижнего пояса из высокопрочной
проволоки диаметром 5 мм, периодического профиля (ГОСТ 8480-57); R“ = 15 000 кг{смг\
RH. у = 8 400 кг/см2; предусматривается подогрев бетона при разности температур
Лt = 20°. Требуется подобрать арматуру, проверить трещиностойкость пояса и его
прочность в процессе натяжения.
§54. Центрально растянутые элементы315I л;.Расчет по несущей способности
Необходимая площадь сечения арматуры„ 45000 ■ . _F л — g 4оо “ ^ •Принимаем, чис?ло проволок диаметром 5 мм5	360,196 ^8 = 6*49 см2).Располагая проволоки в два ряда, назначаем ширину пояса Ь ^ 24 ем и высоту
А = 12 см; вычисляем:F6=± 24*12;= 288 см2;5>49 1 800 000
Рс~~ 288 0,019 и п~~ Еб ~ 380 000 4,75>Определение наибольшего предварительного напряжения
Учитывая существенные потери предварительного напряжения от перепада темпе*
ратуры, принимаем величину а0 = 0,7#”.Величина наибольшего предварительного напряженияо0	= 0,7-15 000 = 10 500 кг/см2.Определение потерь напряженияПотери от релаксации
0,05ао + 0,2(оо— О.ббЯ”) = 0,05-10 500 + 0,2(10 500'—0,65-15 000) ^675 кг/см*.Потери от перепада температур:*	20Д/ = 20*20 = 400 кг/см2.Все потери до обжатия бетона<yni *= 675 + 400 = 1 075 кг/см2.Потери от усадки бетона 400 кг/см2.Напряжение в бетоне аб, принимаемое при определении потерь от ползучести
бетона:Nо6 = ^; N0 = FH (rnaR“— anJ == 5,49 (0,7-15 000 — 1075) = 51 /40 кг,51 740°6 — 288 + 4,75-5,49 — 165 кг/см 'Потери, от ползучести бетонаka6EaR 165-4,75-1 , 1ПП
•—Щр— = —oj— = 1 120 •Потери после обжатия бетОнаanf== 400 + 1 120 ^ 1 520 кг/см2.Расчет трещиностойкости
Определение напряжения a0j за вычетом всех потерь:*о, = т?°о — (°nt + а) = °».9*10 500 — С1 075 + 1 520) = 6 855 кг!см*.Усилие, воспринимаемое элементом при образовании трещин:NT = FqR9. y+FH (Оо2 + 300) = 288-18 + 5,49 (6 855 + 300) = 44 465 > Nн = 36 000 кг.Проверка прочности элемента в процессе натяжения
Условие црбчностиFа (°ot °na) < Fб^пр у
316 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыПредварительное напряжение после проявления потерь (аПА):о	= 10 500 — 1 075 = 9 425 кг/см2\5,49 (9 425 — 3 ООО) = 35 270 кг < 288.200.0,7 = 40 320 кг.Учитывая, что NT получилось существенно больше Nat можно уменьшить приня¬
тую величину а0, определив ее из условия: , ■ * ■= F6R* + FB (mTo0 - ап + 300),откуда контролируемое напряжение -36 000—288.25+2 595 • 5,49—300.5,49
а о =	0,9*5,49	= 8 380 кг1см2*Случай 2. Натяжение арматуры производится на бетон и R' = R. Арматура
нижнего пояса из круглой углеродистой стали (ГОСТ 7348-55) диаметром 5 мм:
нормативное сопротивление = 17 000 дсг/сл2; условное расчетное сопротивление ^н..у=
= 9 500 кг/см*.Расчет по несущей способности
Площадь сечения арматуры45 0009 500 “ 4,74 сж .4,74Принимаем число проволок q jqq « 24 (Fн = 4,71 см2).Объединяем арматуру в 2 пучка по 12 проволок.Принимая сечение нижнего пояса за вычетом ослабления двумя каналами для
пучков диаметром 40 мм, получаем:3,14-4,02F6 = 20-12— 2 —- 4 	= 240—25 = 215 см*;4,71Р* = 215 ^ 0»^211;£а 1.800 000'
п= Еб — 380 000 = 4>75-Определение потерь предварительного напряжения
Потери вследствие обжатия анкеров, £а 0,2-1 800 000
2А2 —^— =	j-gQQ	= 200 кг/см2.Потери за счет трения пучков о стенки прямолинейных каналов по формуле (XI. 27).
Принимаем ан « о0 = 0,6R% = 0,6* 17 000 « 10 000 кг/см2\
при натяжении пучков с одной стороны:х = I = 18 м\k = 0,003 (при металлической трубке);*н 0 — ekx ) = °° О е0,003-18 ) = ^ ^ (* ““ “о.054 ) = 527Выражение в скобках определено при помощи табл. 54 (глава XX, § 129J.Все потери, происходящие до обжатия бетона:аП1 = 200 + 527 = 727 kzJcmK
Потери от усадки бетона 300 кг/см?.
§ 54 Центрально растянутые элементы317Потери от ползучести бетона:No F«ao. 4,71 (10 000—727)	,°б - Рб.и ~ Рб + nFa - 215 + 4,75.4,71 = 195 кг,Ы' R ^ k~1'-	= 0,75-1 -4,75.1 • 195 « 700 кг/см*.Потери от релаксации напряжения в стали0,05ао = 0,05-10 000 = 500 кг/см\Все потери, происходящие после обжатия бетона:оп2 = 300 + 700 + 500 = 1 500 кг/см2.Расчет трещиностойкости
Предварительное напряжение за вычетом всех потерь при тТ = 0,9
aQt = mTa0 ~ (anj + aDf) = 0,9* 10000 — (727 + 1 500) « 6 780 кг/см*.Усилие, воспринимаемое элементом при образовании трещин:NT = F6Rp, y + FH (a0f + 300) = 215* 18 + 4,71 (6 780 + 300) = 37 220 кг> N» = 36 000 кг.Величина контролируемого напряжения ан вычисляется по формуле:Fh(Qq— gni)^б.п4,71(10 000—727)О'н = Ю 000 4,75 215 + 4,75*4,71 —9 126 кг/см2.Проверка прочности элемента при обжатии бетонаВ предположении одновременного натяжения обоих пучков условие прочности
будет:<	F6Rnp, у,4,71	*9126 = 42 980 кг < 215*200 = 43 000 кг.Расчет торца нижнего пояса на смятие бетона под анкерными колодками
Расчетная нагрузка на торец от двух пучков в момент обжатияNсм = FH (aQ — ani) = 4,71 (10 000—727) = 43 675 кг = 43,68 m.Площадь сечения двух каналов при d = 40 мм42f = 2*3,14 -j- = 25 см2.Расчетная площадь торца пояса= 20* 12—25 = 215 см2.Площадь смятия, при диаметре колодки в 90 мм92; FCM = 2*3,14 -4- —25= 102 см2.Значение коэффициента6	= 4—Зт) = 4 — з|/-^- = 4—3	= 1,93.Значение коэффициента косвенного армирования из формулы:
^см < в^пр. уFсм + \±kR&. уF£.
318	Глава XL Предварительно напряженные железобетонные элементыПо таблицам приложения X, при марке бетона 400 и Ст. 3
43 675 = 1,93-200-102 + fxK-2 100.18*10;•	43 675—39 372
Рк ~ 378000 — °>0114-При расстоянии между сетями h ?= 5 см требуемый диаметр проволоки опреде¬
лится из выражения:лЛ/г + ^г/г 2‘18/j + З-10/j опил
|t*e ЩГ = J8TI0T5 = °’0114i.	, 0,0114.18.10.5	оh 2.18 + 3-10 —0,155см.Принимаем проволоку диаметром 5 мм (Fa= 0,196 см2).Таким образом, для армирования торца устанавливаем 3 сетки — первую на рас¬
стоянии 1,5 см от торца и последующие две с шагом 5 см.§ 55. КОНСТРУКЦИИ ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ И СПОСОБЫ ИХ ИЗГОТОВЛЕНИЯК изгибаемым предварительно напряженным элементам относятся
разного рода плиты, панели, балки и прогоны перекрытий и покрытий,
элементы каркасов, подкрановые балки, шпалы и др. Их можно разделить
прежде всего по величине. Для элементов небольшого размера основным
способом предварительного напряжения является преимущественно натя¬
жение арматуры до бетонирования (на упоры), а для крупных элементов —
преимущественно натяжение арматуры после затвердения бетона (на бетон).
Изгибаемые конструкции, армированные предварительно напряженными
элементами, встречаются как среди тех, так и среди других.1.	Элементы малых сеченийДля армирования элементов малых сечений наиболее выгодной яв¬
ляется высокопрочная стальная холоднотянутая проволока периоди¬
ческого профиля, обладающая свойством еамозаанкеривания.При таком армировании плиты, панели и балки можно резать на
отдельные части, и последние не будут терять основных свойств предва¬
рительного напряженного железобетона (струнобетона). Бетон для этих
элементов (при проволоке периодического профиля) применяется марки
не ниже 300. Наибольшая крупность щебня должна быть не более 15 мм.Наиболее распространенными элементами малых сеч_ени$ являются
балка и панель.В предварительно напряженных балках без анкеров, кроме нижней
арматуры, необходима и верхняя, так как в противном случае при натя¬
жении и отпуске нижней арматуры вверху могут появиться опасные
растягивающие напряжения, а при транспортировании и монтаже воз¬
можна поломка балок (см. § 51, п. 3).Из-за необходимости разместить в балках довольно большое коли¬
чество проволок малого диаметра, а также передать на бетон большие
силы сцепления растянутая зона обычно получает значительное разви¬
тие. Характерными сечениями предварительно напряженных балок малого
сечения являются: тавровое сечение с полкой в растянутой зоне
(рис. XI. 19, а), рельсовидное (рис. XI. 19, б) и двутавровое (рис. XI. 19, в)
сечение; иногда находит применение и прямоугольное сечение
(рис. XI. 19, г). Высота балок первых двух типов редко превосходит 28 см,
высота балок вторых двух типов (прогонов) может достигать 60 см и более.Балки с сечениями первых двух типов применимы для перекрытий
с заполнением из легкобетонных камней (рис. XI. 20).
§ 55. Конструкции изгибаемых элементов и способы ю^изготовления 319Рис. XI. 19. Сечения балок малых
пролетовПо сравнению с рельсовидным тавровое сечение менее,.выгодно, но»
несмотря на это, тавровые балки получили большее распространение,
как более удобные в производстве и монтаже.Находили применение и предварительно напряженные балки с арма¬
турой в виде стержней из холодносплющенной или горячекатаной стали
периодического профиля марок Ст. 5
или 25Г2С. По сравнению с обычными
железобетонными балками здесь дости¬
галось повышение жесткости и трещи¬
ностойкости, что вело к улучшению
эксплуатационных качеств конструкт
ции.Толщина стенок и полок изгибае¬
мых сборных элементов из вибрирован-
ного бетона должна быть: в балках —
не менее 25 мм, в плитах — не менее 15 мм. В изгибаемых полых эле¬
ментах с круглыми и овальными пустотами допускается наименьшая
толщина полок 20 мм и стенок 15 мм, а в прокатных скорлупных эле¬
ментах 10 мм. Толщина стенок и полок изгибаемых элементов из цен¬
трифугированного, вибропрессованного и виброштампованного бетонаможет быть уменьшена
до 20 мм.Одним из мероприя¬
тий, которое привело
к большей индустриа¬
лизации гражданского
и промышленного строи¬
тельства, явился пере¬
ход, где это оказалось
возможным, от кон¬
струкций с балками и
мелкими	плитамик кр у п нор азмер ным
плитам (панелям)^пло¬
щадью до 25 м* (рдо,
XI. 21).Надо заметить, 4TQ
обычные железобетон¬
ные балки и панели
требуют значительного
расхода металла (ад
весу); кроме того, они
обладают "и отноритель-
но небольшой .жест*
костью. Поэтому' пэр$-
ход к предварительна
напряженным панелям,армированным высокопрочной проволокой при более высоких мдрк^х
бетона является весьма целесообразным; помимо экономии - металлу,
здесь также достигается и повышение жесткости панелей.При проведении опытов с напряженными панелями было установлено
значительное нарастание прогиба перед разрушением; если прогиб при
эксплуатационной нагрузке составлял в среднем Ve0o пролета, то цедед
разрушением QH'доходил до Veo пролета, т., е. возрастал в среднем в 15 р^.
Это показывает, что разрушение предварительно напряженных коистр##-Рис. XI, 20. Перекрытие с предварительно напряжен¬
ными балкамиа и б — типы балок; в — разрез перекрытия
320 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыщий не является внезапным; ему предшествует значительное нарастание
прогиба.Для изготовления предварительно напряженных элементов малых
сечений требуются специальные устройства, которые должны обеспечи¬
вать надежный захват арматуры (не допускающий ее проскальзывания),
гарантировать заданное натяжение всех проволок арматуры и под¬
держивать это натяжение неизменным до момента передачи его на
бетон.Заводское производство предварительно напряженных элементов
малых и средних сечений (балок, панелей, шпал) возможно тремя мето¬
дами: стендовым, конвейерным и агрегатно-поточным.При стендовом производстве изделий формы (матрицы) остаются
неподвижными, а агрегаты (с рабочими), будучи подвижными, переме¬
щаются вдоль стенда для совершения технологических операций; при
конвейерном производстве получается замкнутый процесс — ва¬
гонетка (форма) совершает цикличное движение по конвейеру от одного
агрегата, выполняющего определенную технологическую операцию, к дру¬
гому; при агрегатн о-п о т о ч н о м производстве формы-поддоны
перемещаются мостовыми кранами или катучими платформами от одного
технологического агрегата к другому.При конвейерном, а нередко и при агрегатно-поточном производ¬
ствах возможно использование метода непрерывного армирования, пред¬
ложенного проф. В. В. Михайловым.Стендовый метод производства является довольно эффектив¬
ным. Изделия изготовляются в формах, расположенных линиями (нитками)
большой длины (до 100 и даже до 200 м). На концах стенда имеются мас¬
сивные упоры; на одном конце проволока закрепляется при помощи зажи¬
мов, на другом конце находятся натяжные приспособления. Заряжаемая
по всей длине проволочной арматурой каждая нитка форм может дать
за раз до 100 пог. м балок, т. е. при длине каждой балки 4—6 м количе¬
ство балок в одной нитке может доходить до 25 шт.Стенды могут быть узкие — с числом линий до 4 и широкие (до 3,5 м),
на которых количество линий балок (шпал) может достигать 12—16;
в последнем случае ширина стенда определяется шириной машины, при¬
меняемой для уплотнения бетонной смеси. При этом способе пропари¬
вание применяется редко, и сокращение сроков выдерживания дости-
§ 55. Конструкции изгибаемых элементов и способы их изготовления 321
			—			 ■ 	'-!гается за счет применения ускорителей твердения (при цементе марки 500)
или быстротвердеющих цементов. ■ ' •	лЗатруднения при организации стендового метода встречаются глав¬
ным образом в изготовлении металлических форм большой длины.У нас известны стенды для изготовления тавровых балок, шпал и пу¬
стотелых плит-настилов. В последнем случае бетонирующий агрегат
(комбайн) специальной конструкции позволяет изготовлять многопустот¬
ные трехслойные настилы высотой 6,5, 10, 12, 14, 16 и 20 см при^ширине
50 и 100 см и наибольшей длине 6—7 м (рис. XI. 22). Нижний и верхний'Арматура
Рис. XI. 22. Пустотелые плиты-настилыслои настила, в которых располагается арматура, выполняются из обыч¬
ного бетона марки 300, а средний слой, составляющий % общего объема —
из легкого бетона марок 70—100 (пемзобетона, шлакобетона и др.). Для
арматуры используется высокопрочная проволока диаметром 2,5—3 мм.Настилы изготовляются непрерывной лентой по всей длине каждой
линии стенда. После отвердения бетона лента распиливается карборун¬
довыми дисками на части требуемой длины.Один бетонирующий агрегат при двухсменной работе обеспечивает
выпуск в год около 200 000 ж2 настила.Перекрытия из такого настила обладают значительными преимуще¬
ствами перед балочными, имея меньшую строительную высоту (16 см
вместо 30 см) и-вес (240 кг/м* вместо 300 кг/м2).Стендовый метод, нашедший у нас практическое применение, позво¬
ляет достигнуть значительной производительности, но требует больших
производственных площадей и обладает периодичностью изготовления
элементов. Этот метод экономически оправдывается при изготовлении
больших партий однородных и несложных изделий, как балки, плиты,
шпалы, сваи и т. п.Уменьшения трудоемкости работ по укладке и натяжению арматуры
можно достигнуть переходом на применение проволочных прядей!*Примером конвейерного производства предвари¬
тельно напряженных железобетонных элементов могут служить наши пер¬
вые крупные заводы (№ 1, 2 и 6), оснащенные специальными механиз¬
мами. На этих заводах изготовление сборных железобетонных-элементов
производится на четырех конвейерах — двух широких и двух узких,
расположенных параллельно. Каждый конвейер предназначен для изго¬
товления определенного вида изделий.Для армирования панелей и ригелей, изготовляемых на конвейерах,
целесообразное^'применение нашел метод непрерывного ар ми¬
322 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыр о в а н и я. Этот метод двухосного и трехосного армирования впервые
был выдвинут в 1941 г. проф. В. В. Михайловым. Этим предложением
был создан новый принцип конструирования предварительно напряжен¬
ных конструкций: арматурный каркас изделия представляет собой не
набор отдельных взаимно связанных стержней, а непрерывную напряжен¬
ную нить проволоки, которая образует продольную и поперечную арма-
туру. Для непрерывного армирования был рекомендован агрегат в виде
поворотного стола (рис. XI. 23), который состоит из вертушки |для бухты
проволоки, механизма подачи, натяжной станции и собственно поворот¬
ного сТола, на котором устанавливается металлический поддон со штырями,
контур или бетонный сердечник для намотки*Рис. XI. 23. Принципиальная схема натяжного поворотного столаt — бухТй Проволоки; 2 — механизм подачи; 3 — натяжная станция; 4 — поддон; б ~ напря¬
женная обмотка; 6 — груз; 7 — штыри; 8 — вращающийся стол (платформа)Стол вращается и одновременно с ним вращается барабан механизма
подачи, питающего установку проволокой, которая пробегает по блокам
полиспастной системы и непрерывно наматывается на штыри поддона или
сердечник, оставаясь все время натянутой с заданной величиной напря¬
жения.На этом принципе создано несколько типов намоточных машин для
непрерывного армирования, получивших у нас практическое применение
на новых заводах железобетонных изделий.Следует особо отметить удачную машину на Московском заводе № 6,
которая производит намотку арматуры на выносные штыри.. Различают два вида предварительно напряженных элементов (балок)
с непрерывным армированием: а) элементы (рис. XI. 24, а), в которых
проволока наматывается на штыри поддона (в этом случае бетонирование
производится в один прием); б) элементы (рис. XI. 24, б), в которых про¬
волока наматывается на заранее изготовленные бетонные или железо¬
бетонные (с обычной арматурой) сердечники с последующим образованием
защитного Слоя торкретированием (бетонирование производится в два
приема).. В первом случае напрягается только нижняя арматура балки; часть
этой арматуры может не доводиться до опор; арматура сжатой зоны уста¬
навливается без напряжения.Во втором случае вся арматура доводится до концов элемента; здесь
требуется последующее торкретирование, усложняющее производство.По первому способу изготовляются с двухосным напряженным арми¬
рованием панели для перекрытий ■— многопустотные и ребристые, которыеВ
§ 55. Конструкции изгибаемых элементов и способы их изготовления 323целесообразно выполнять размерами на всю комнату. На рис. XI. 25
показаны схемы такой напряженной' обмотки *.Метод непрерывного армирования начинает осваиваться и за рубе¬
жом. Так, в Чехословакии этот метод применяется для изготовления шпал
и панелей рамно-пДнельных зданий, в США — для изготовления балок.6)Сечение 2-Z
Хомуты фЗ
60-Q-ZWчгзо1205мотка'
5фЗ+шо1Ы/0+\" 130-
Слои торнет-5етона
%ЮРис. XI. 24. Балки с непрерывной арматурой
а — при навивке арматуры на выступы поддона; б — при навирке на железобетонный сердечник.Агрегаты о-п о т о ч н о е производство по сравнению с двумя
первыми является наиболее гибким в отношении взаимозаменяемости
агрегатов и перехода на изготовление изделий нового вида. Возможно
также изготовление таких сложных профилей, как пустотелые и ребри¬
стые настилы, с передачей силы натяжения на формы. Иногда находит
применение и непрерывное армирование элементов.Однако этот метод производства отличается существенно большей
трудоемкостью по укладке и натяжению арматуры в^отдельных металли¬
ческих формах.Агрегатно-поточное, как и стендовое производство, может быть орга¬
низовано на открытой площадке — полигоне.1 В. В. Михайлов, Метод непрерывного напряженного армирования железо¬
бетона, ЦНИПС, Научное сообщение, Государственное издательство литературы по строи¬
тельству и архитектуре, 1955.
324Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыНамечается изготовление предварительно напряженных конструкций
(панелей) на специальных заводах с применением нового метода непре:
рывного проката, а возможно, и пресспроката.3*ряЦшП/Г"Г"пщН |Э!ИГТК ‘1ч<=> §if 1Г'У/,%v/<и%I*4 т ®ftГм мП§t2ЙЗ,м 195ик*®600
№ 	203Рис. XI. 25. Схемы напряженной обмотки панелей^ а — схема навивки нижней арматуры; б — схема навивки верх¬
ней арматуры; н— начало навивки; к — конец2.	Элементы больших сечений (пролетов)В гражданском и особенно в промышленном
строительстве необходимы не только элементы
малых размеров; для перекрытий и покрытий
больших пролетов (залы, сборочные цехи и др.)
необходимы конструкции длиной в 15—30 м и
более.При стендовом методе, как было отмечено, необходимо устройство
упоров, которые для крупных элементов должны быть достаточно мощными.
Поэтому важным моментом в ходе развития большепролетных предвари¬
тельно напряженных конструкций явился решительный переход (по пред¬
ложению Фрейссине в 1937 г.) к конструкциям с натяжением арматуры
после затвердения бетона. При этом способе роль упоров выполняет
сама конструкция; имеются также и другие технические преимущества,
например, возможность производить натяжение не только прямолиней¬
ной арматуры, но и арматуры, имеющей криволинейное, очертание. Это
значительно раздвинуло рамки применения предварительного напря¬
жения в балках больших пролетов и в статически неопределимых
системах.Для армирования таких конструкций применяется пучковая арматура
из параллельных проволок твердой стали (см. рис. XI. 6). В некоторых
конструкциях больших пролетов находит применение арматура в виде
отдельных стержней большого диаметра из сталей повышенного качества
(25Г2С, 30ХГ2С и более высоких марок).	■
§ 55. Конструкции изгибаемых элементов и способы их изготовления 325,Анкеровка и натяжение арматурыБольшое значение имеет способ анкеровки предварительно напря¬
женной арматуры как из стержней большого диаметра, так и пучковой.
Наиболее простая и надежная анкеровка толстых стержней против сколь¬
жения их в бетоне достигается при помощи резьбы или накатанного конца
и гайки, упирающейся в анкерную плиту (рис. XI. 26, а). Улучшенная
анкеровка этого типа показана на рис. XI. 26, б, где поверх анкерной
шайбы, в которую упирается гайка, укреплен накладной колпак, образую¬
щий герметическую камеру для нагнетания цементного раствора. По¬
добная анкеровка допускает регулирование натяжения путем подтяги¬
вания гайки.Рис. XI. 26. Анкерные устройства стержневой арматуры/ — анкерная плита; 2 и 4 — шайба (анкерная); 3 и 5 — гайки; 6 — колпак; 7 — трубка для нагнета¬
ния в канал цементного раствораДля натяжения таких стержней вполне рациональны простые дом¬
краты винтового типа, вес которых не превосходит 40 кг.Об изготовлении мощных арматурных пучков для армирования круп¬
ных элементов было сказано выше.Пучки, укладываемые в конструкцию, должны быть предохранены
от сцепления с бетоном до их натяжения. Часто это достигается заклю¬
чением арматурного пучка в трубку (кожух) из кровельной стали толщи¬
ной 0,4 мм или в специально изготовленные гофрированные трубки (круг¬
лого или прямоугольного сечения); последние обладают большей жест¬
костью и лучшей связью с бетоном.Кроме трубок — гладких и гофрированных, оставляемых в бетоне,
находят применение резиновые шланги и стальные цельнотянутые трубы,
извлекаемые вскоре после бетонирования.Диаметр каналов должен быть на 10—15 мм больше диаметра пучка.Выяснено, что лучшее сцепление пучков с бетоном конструкции полу¬
чается при каналах без стальных трубок; в них избыточная вода' ■инъек-
тируемого раствора поглощается бетоном.Для заанкеривания применяемых у нас в страйе мощных пучков
используются анкерные колодки системы А. П. Коровкина, а для натя¬
жения пучков — тяговые гидравлические домкраты (рис. XI, 27).На анкерную колодку надевают специальный разборный кольцевой
захват, на который навинчивают натяжную муфту. В торцовое отвер¬
стие муфты вставляется тяж, который поворотом головки на 90° закреп¬
ляется в муфте. Другой конец тяжа закреплен в поршне домкрата. При
нагнетании электронасосом масла под поршень домкрата происходит пере¬
326Глава XL Предварительно напряженные железобетонные элементымещение поршня и натяжение пучка. Реактивное давление — в виде
сжимающей силы от цилиндра домкрата — передается при помощи спе¬
циального упора на торец балки.В результате натяжения анкерная колодка на конце арматурного
пучка отходит на некоторое расстояние от торца балки, и в образующийсязазор вводят прокладки (же-
7 .. ув ,5 6 4 3 2 и.%/уусуг,/.- лезобетонные плитки или
►/%**«. /п....' ! \	металлические шайбы) с про-"||ГмТн iTiBf'T/	■тНжЖЖ резью, охватывающие пучок;таким образом, в балке со¬
храняется созданное напря¬
женное состояние. Затем вы-
ступающие колодки заделы¬
вают бетоном. Эти анкерные
колодки, разработанные для
мостов, в единичных слу¬
чаях находили применение
и в строительстве зданий,
например при устройстве пе¬
рекрытия (пролетом 15,16 ле)
над залом ЦНИИС МПС.Однако приемлемые для мощных арматурных пучков в мостострое¬
нии колодки эти не подходят для многих конструкций в промышленном
и гражданском строительстве, где требуются более легкие пучки. Кроме
того, эти анкерные колодки имеют и ряд других недостатков: а) значитель¬
ный расход металла; б) большая трудоемкость в изготовлении; в) необхо-Рис. XI. 27. Натяжное устройство грузоподъем¬
ностью 90 m для мощных пучков1 —» шайба; 2 — кольцевой разъемный захват; 3 — анкер;
4 — тяговая муфта; 5 — тяж; 6 — упор; 7 — корпус дом¬
крата; 8 — трубка для подачи масла; 9 — винт с рукоят¬
кой для обратной подачи поршняа).•. ° ■ в°. • • • о * ■ •	о- « ,0 • ,. О о • оV.*	v • ‘ о ••• • ч*•; ’•:• • .о- * v °:v--в в в. ? . *• • • • .в .• • ' «•	 			l|	fOQ	Рис. XI. 28. Натяжение при помощи домкрата двойного действияа — пучок в балке; б — домкрат; в — анкерная колодка; г — конус (пробка);
д — сечение пучка в трубкедимость иметь комплект шайб различной толщины; г) необходимость
бетонирования торцов конструкций по окончании натяжения; д) ощутимая
потеря предварительного напряжения вследствие податливости анкера
и уплотнения швов между шайбами.Более выгодным для указанной цели явился способ натяжения и ан¬
керовки, предложенный Фрейссине; при этом методе не требуется устрой¬
ства каких-либо специальных анкерных устройств на концах пучка.
§ 55. Конструкций изгибаемых элементов и способы их изготовления -327Способ состоит в следующем: концы проволок арматурного пучка
выпускаются из балки наружу через конусообразное отверстие анкерной
колодки (рис. XI. 28, а). После натяжения проволок прц помощи домкрата
двойного действия (рис. XI. 28, б) заанкеривание пучка достигается
путем запрессовки под сильным давлением в конусообразное отверстие
анкерной колодки (рис. XI. 28, в) железобетонного конуса '(пробки),
имеющего спиральную обмотку (рис. XI. 28, в, г) и отверстие для нагне¬
тания в канал цементного раствора. Конус не выступает за торец балки
и после натяжения остается только обрезать концы проволок и выровнять
поверхность торца цементным раствором.Вместо железобетонных анкерных колодок и конусов (пробок) нахо¬
дят применение стальные колодки и пробки, которые, однако, требуют
большого расхода стали, достигающего 25% веса напрягаемой арма¬
туры.При этом способе анкеровки пучки также состоят из параллельных
проволок, но проволоки укладывают в один ряд вокруг сердцевины, имею¬
щей вид спирали из отдельных звеньев диаметром 17—26 мм из тонкой
проволоки (d = 1,8н-2,2 ЛШ) и заключают в трубку из жести толщиной0,2 мм (рис. XI. 28, д). Эти пучки применимы при количестве проволок
не более 18 и диаметре до 7 мм.Пучки обычно располагаются в канале по одному, но находит приме¬
нение (за рубежом) и групповое расположение нескольких пучков,Возникающие при натяжении пучка высокие местные сжимающие
напряжения в бетоне локализуются путем установки спирали из мягкой
проволоки диаметром 5 мм, которая располагается в непосредственной
близости от торца конструкции на длине 30—60 см (рис. XI. 28, а); вместо
спирали могут быть поставлены несколько (3—5) сеток.Этот простой и достаточно экономичный способ анкеровки вошел
в нашу практику изготовления большепролетных балок в промышлен¬
ном и гражданском строительстве.Инструкция СН 10-57 рекомендует способ местного усиления частей
элементов под анкерами напрягаемой арматуры и в местах опирания
натяжных устройств путем установки закладных стальных (рис. XI. 29)
или железобетонных деталей. На этом же рисунке показаны распростра¬
ненные у нас стальные анкерные колодки и пробки для 12 и 18 проволок
диаметром 5 мм.На рис; XI. 30 приведен общий вид домкратов двойного действия,
мощностью 60, 30 и 15 т, изготовляемых нашей промышленностью. 'Успешно применяется у нас и другой способ натяжения и анкеровки
пучков — при помощи домкратов одиночного действия, рекомендован¬
ный НИИ по строительству1.При этом способе пучки (из 14, 18 или 24 проволок) оканчиваются
отрезками стержней с нарезкой, что позволяет производить [анкеровку
гайками, как обычной стержневой арматуры. Пучок.соединяетсяе концом
стержня при помощи специальной гильзы (рис. XI. 31, а). Внутрь пучка
вдвигают стержень с нарезкой, а поверх пучка надевают гильзу из мягт
кой стали (Ст. 3), упирающуюся в кольцевой бортик на ..стержне. Затем
конец пучка вставляют в плашку (кольцо) и при помощи домкрата про*
изводят протяжку гильзы. Последняя, упираясь в бортик, протягивается1 Н. Л. Перельштейн, Пучки высокопрочной проволоки для напряженно
армированных железобетонных конструкций, «Новая техника и передовой опыт в строитель¬
стве» № 4, 19S6.
328Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементычерез плашку, при этом металл течет и плотно запрессовывает проволоки,
а гильза вытягивается и упрочняется, приобретая вид, показанный на
рис. XI. 31, б. Изготовление таких пучков целесообразно производить
централизованно VВ зарубежной практике применяются и другие способы анкеровки
пучковой арматурыа. Здесь укажем только на способы Маньеля и
Общества Monierbau.Ч3^ШШРис. XI. 29. Стальные детали для анкеровки арматурных пучков'а — закладная опорная деталь с приваренными к ней анкерными колодками; б— анкер¬
ные колодка и пробка для 12 проволок диаметром 5 мм; в — анкерные колодка и
пробка для 18 проволок диаметром 5 мм, / и 8 стальные листы; 2 — анкерные колодки;4 — стальные патрубки; 5 — стальные стержни; 6 — сварка под слоем флюса; 7 — монтаж¬
ная сварка; 8 и 9 — стальные пробки с зубчатой поверхностьюСпособ анкеровки Маньеля (Magnel) основан, как и многие другие,
на заклинивании напряженной проволоки (рис. XI. 32,. с).: Для этого
применяются анкерные плитки с одним, двумя или несколькими клино¬
видными пазами вверху и внизу, располагаемые рядом. Проволоки,
уложенные попарно в пазы, после натяжения домкратом закрепляются
с помощью небольших клиньев.1 Подобные анкеры под названием (HWR) находят применение в ФРГ при постройке
мостов.*Ф. Леонгардт, Напряженно армированный железобетон, гл. 3 и 4, 1957.
А. А. Фоломеев, Оборудование для напряженного армирования, 1957.
§ 55. Конструкции изгибаемых элементов и способы их изготовления 329га,локЛЕt"*iS8770-1070Для больших пучков анкерные плитки укладывают друг на
образуя пучок прямоугольного сечения; попарное натяжение про
делает его очень трудоемким.В анкеровке по способу Общества Monierbau применяется коническая
стальная трубка, снабженная на одном конце внутренней и внешней
винтовой нарезкой (рис.XI. 32, 6); пучки, соста¬
вленные из проволок
овального сечения, вво¬
дятся в трубку, равно¬
мерно в ней размещаются
и заливаются цементным
раствором; в результате
получается подобие ко¬
лодки А. П. Коровкина.Для натяжения арма¬
туры шток домкратного
поршня ввинчивается в
трубку, пучок проволоки
натягивается, а затем за¬
крепляется на месте на¬
винчиванием	гайки.После нагнетания цемент¬
ного раствора и его отвер¬
дения гайка отвинчи:
вается.При всех способах
анкеровки по окончаниинатяжения пучка производится нагнетание в канал цементного
раствора при помощи насоса давлением до 6 am. Полноценная инъек¬
ция канала необходима как для создания сцепления между арматурой ибетоном, так и для защиты ее
от коррозии. Рекомендуются
следующие составы инъек¬
ционных растворов (по весу):1:0,‘35 -г- 0,4 (цемент: вода);
1:0,2:0,4 (цемент: молотый
песок: вода). Цемент должен
применяться по возможности,
пластифицированный, зимой—
преимущественно глиноземи:' §007-707 tРис. XI. 30. Домкраты двойного действия мощностью
60, 30 и 15 mстыи ‘Рис. XI. 31. Зажим для пучка с нарезанным
стержнем/ — обжимное кольцо; 2— гильза; 5— стержень; 4— пучокпервые же трещины в элементе
сильно снижается.Зарубежными опытами
установлено-, что при узких
каналах или неудовлетвори¬
тельном качестве их запол¬
нения инъекционным раство¬
ром прбчность конструкции
снижается на 20—30%. При
недостаточном . сцеплении
заметно раскрываются, и жесткость1 НИВД^Б, Указания по технологии изготовления предварительно напряженныхжелезобетонных конструкций с пучковой арматурой, Госстройиздат, 1958.
330 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыПри незаполненных или плохо заполненных каналах наблюдалось
также разрушение проволок в результате коррозии. Это ведет к умень¬
шению долговечности конструкции. Коррозия высокопрочной проволоки1000*)Рис. XI. 32. Способы анкеровки пучкова — способ Маньеля (общий вид и деталь анкерной плитки);
б — способ Общества Monierbau.возможна также при высоких напряжениях под влиянием агрессивной
среды. Это так называемая межкристаллическая коррозия, нарушающая
связь между кристаллами стали.Следует указать еще на электротермический метод
натяжения арматуры, основанный на использовании удлинения
стали при нагреве. Этот метод (с разновидностями) постепенно входит
в нашу практику. Сущность его заключается в следующем.На арматуру предварительно наносится специальная термореактив-
ная синтетическая смола (предложенная доц. С. Г. Фарбером). После
бетонирования элемента и отвердения бетона, через арматуру пропускается
ток большой силы (200—400 с) и низкого напряжения, смола плавится
'§ 55. Конструкции изгибаемых элементов и способы их изготовления 331и не препятствует удлинению стали от нагрева. При температуре 250—
270° смола в горячем состоянии спекается, одновременно прочно склеи¬
ваясь с бетоном и сталью. При этой температуре (не свыше 300°) напря:
жениё в арматуре может быть доведено примерно Гдо 7000 кг!см2, т. е.
высокопрочная сталь не может быть полностью использована. По-види-
мому, наиболее выгодной арматурой при этом методе является сталь
марки 30ХГ2С. Рекомендуется круглые стержни снабжать анкерами.Метод электронатяжения является относительно простым, но тре¬
бует приготовления специальной синтетической смолы и наличия регуля^
тора нагрева. Он применим для сборных и монолитных конструкций.Конструктивные особенности большепролетных элементовНаиболее выгодными поперечными сечениями предварительно напр я*
женных балок больших пролетов являются двутавровое и полое прямо;
угольное или трапецеидальное сечения.Эго можно легко усмотреть из следующего. Принимая в качестве
основного условия, что в бетоне не должны возникать растягивающие
напряжения, в частности, что напряжения на обеих гранях равны-нулю,
можно записать (рис. XI. 33, а):
для верхней грани°об — °1б "I- °ig “илиNo	А^о	Mg	^^б. П	Fб. п^я. н	^"б. п^я. ндля нижней грани°0б + °2б —01г—а2р = 0;
332Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыИЛИMg	МрF*.Fб. п^я. в^6. п^я. в Fб. пгя. вПосле преобразований уравнения принимают вид:
^огя. н — N(fio -f- = 0;#<Л. в + N0e0 — Mg — М р = 0.В результате решения двух уравнений имеемт. е. сила натяжения N0 будет иметь наименьшую величину при наиболь:
шей высоте ядра сечения (гя н + г3 в). Известно, что в прямоугольном
сплошном сечении высота ядра составляет 43fi, а в двутавровом (или ко¬
робчатом) эта- высота может достигать 1l2h. А чем больше ядровое рас¬
стояние, тем больше может быть плечо равнодействующей NQ натяжения
арматуры. Поэтому для уменьшения N0 следует предпочитать двутавро:
вое или полое прямоугольное сечение.На выбор формы сечения существенное влияние оказывает величина
отношения Mg/Mp, т. е. отношение нагрузки от собственного веса к по¬
лезной нагрузке. На рис. XI. 33, б показан график зависимости отноше¬
ния высоты сечений балок — предварительно напряженной и обычной
железобетонной — от отношения, Mg!Mp при разных видах поперечного
сечения. Как видно, при полезной нагрузке, значительной по сравнению
с собственным весом, наиболее удовлетворительными. являются несим¬
метричные и симметричные двутавровые и коробчатые сечения.Практически высота предварительно напряженных балок назначается
меньше высоты балок из обычного железобетона; наиболее экономичной
является высота от Vl4 до V301, но она может достигать и меньшей величиныВ балках двутаврового и таврового сечения необходимо стремиться
к наименьшей площади нижнего пояса и к наибольшей полезной высоте.Кроме напряженной арматуры, большепролетные балки всегда должны
иметь еще и конструктивную ненапрягаемую арматуру из обычной стали —
продольную (внизу и вверху) и хомуты.Первыми в нашем гражданском строительстве были применены
(в 1951 г.) прогоны с мощными пучками и анкерными колодками Коров¬
кина, установленные в чердачном перекрытии над залом одного из корпу¬
сов ЦНИИС МПС».Прогоны двутаврового сечения пролетом 15,16 м имели высоту се¬
чения 100 си* и толщину стенки всего 7 см. Мощный пучок (один в прогоне)
образован из 48 проволок (семафорных) d = 5 мм с пределом проч¬
ности /?{} = 11 ООО кг!см2. Бетон применялся марки 400.Этот первый опыт показал, что для предварительно напряженного
железобетонного прогона потребовалось стали в 7,36 раз меньше, чем
для металлического, и в 2,46 раза меньше, чем для прогона из обычного
железобетона. Кроме того, прогон из предварительно напряженного
железобетона обладал значительно большей жесткостью.(до Vs6f).1 Е. А. Т р о и ц кий, «Опыт применения в гражданском строительстве конструк¬
ций из предварительно напряженного железобетона с мощными арматурными пучками»,«Строительная промышленность» № 7, 1951.
§ 55. Конструкции изгибаемых элементов и способы их изготовления 833Все это указывает на большие технико-экономические преимущества
предварительно напряженных железобетонных балок больших про¬
летов.Испытания балок с анкерным закреплением арматурных пучков
показали, что такие балки сохраняют предварительное напряжение арма¬
туры при работе под многократно повторяющейся расчетной нагрузкой.
После двух миллионов циклов расчетной нагрузки они сохранили спо;
собность к дальнейшей работе.По 1-1Рис. XI. 34. Конструкции предварительно напряженных балок
покрытийВ настоящее время балки с пучковой арматурой получили весьма
широкое применение в промышленных и инженерных сооружениях, при¬
чем они выполняются как обычных, так и очень больших пролетов.Известны предварительно напряженные надворотные балки анга¬
ров пролетом свыше 60 м, а в мостах пролеты балок достигают 100 м и
больше.Однако для пролетов сравнительно небольших, примерно до 18 м,
большое распространение получили балки стендового изготовления, арми¬
рованные отдельными проволоками—«струнобетонные». Таких же проле¬
тов могут изготовляться и балки с непрерывным армированием.На рис. XI. 34 показаны конструкции распространенных предвари¬
тельно напряженных балок для покрытий—«струнобетонных» и С'пучко-
вой арматурой, причем последние изготовляются дву^х типов — цельные
и составные (блочные) из отдельных слабо армированных блоков, изго:
товляемых на заводах.Последний тип балок в некоторых случаях (при доставке их на зна¬
чительные расстояния) имеет преимущества в отношении упрощения
изготовления балок, облегчения транспортирования, экономии лесных
материалов.Составные балки изготовляются не только для средних, но и для
больших пролётов (в мостах).
33.4 • Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыПри этом блоки в соответствии с выгодным сечением балок изгото¬
вляются двутаврового или прямоугольного Полого сечения. Для арматуры
в блоках оставляются круглые сквозные каналы или пазы (рис. XI.'35).1 После установки и выверки блоков расчетную рабочую арматуру
В виде пучков или толстых стержней укладывают в каналы (пазы), а швымежду блоками заполняют раство¬
ром. Предварительно напряженная
арматура, выполняя свое обычное
назначение, является здесь и сред-;
ством укрупнительной сборки.В гларе XVII показаны кон<
струкции цельных и составных пред¬
варительно напряженных балок и
ферм (в том числе и подстропиль*
ных). Там же приведены примеры
применения в возведенных ангарах
большепролетных балочных кон;
струкций.г—fo■ О ОО О <Рис. XI. 35, Сечения блоков составных
* балок3.	Железобетон, армированный предварительно напряженными элементами
(сборно-монолитные конструкции)Эти конструкции представляют собой сочетание заранее изготовлен^
ных предварительно напряженных элементов- в виде брусков, досок,
рамок, решеток и т. п. с относительно большим объемом монолитногоРис. XI. 36. Конструкции с напряженными стержнями (элементами) рельсовидногосечениябетона, укладываемого в конструкцию с установкой дополнительной
ненапряженной арматуры или без нее.Впервые такие конструкции с так называемым частичным предвари¬
тельным напряжением были предложены Абелесом (P. W. Abeles) в Ан¬
глии в 1940—1942 гг. Особенностью этого предложения является обра¬
зование балочной конструкции из двух частей: нижней — из предвЗт
рительно напряженных элементов и верхней—из монолитного бетона,
который, укладывается на нижнюю часть, как на опалубку,Подобного рода конструкции с элементами рельсовидцой формы
(рис. XI. 36) были применены при постройке ряда мостов малых и средних
пролетов. На этом же принципе выполняются балки покрытий промышлен¬
ных зданий и междуэтажных перекрытий (с керамическими камнями),
В СССР сборно-монолитная конструкция впервые применена в 1945 г,
для междуэтажных перекрытий в Москве с использованием в качестве
напряженных элементов струностянутых настидов из шлакобетонных
камней; настил йвлялся одновременно опалубкой монолитных ребер
перекрытия. Подобные же настилы были применены в 1949 г. в Киеве1	В. В. Михайлов, Напряженно армированные, сборно-монолитные конструк¬
ции, «Бетон и железобетон» № 11, 1956.
§ 55. Конструкции изгибаемых элементов и способы их изготовления 335. Ценные опыты по исследованию-трещиностойкости таких конструк¬
ций были произведены в Англии в 1951 г. над частично напряженными
плитами пролетом 15 м с рельсовидными элементами, для армирова¬
ния которых была применена высокопрочная проволока прочностью
17 100 кг/см*.Долголетние исследования в СССР, а также благоприятные результаты
указанных опытов должны привести к внедрению этих конструкций
в наше строительство.Для того чтобы предварительно напряженные элементы были вовле¬
чены в работу такой конструкции, необходимо наличие полноценного
сцепления между этими элементами и монолитным бетоном.С этой целью предназначенные для сборно-монолитных конструкций
предварительно напряженные элементы должны иметь соответствующую
форму, размеры и характер
поверхности, а в некоторых
случаях и выпуски армату^
ры, которые наилучшим
образом обеспечивали бы на¬
дежное сцепление и совмест¬
ную работу элементов с мо¬
нолитным бетоном.Поверхности элементов,
соприкасающиеся с бетоном,
следует делать шероховаты¬
ми, неровными, предусматри:
вая иногда устройство пазов,
шпонок и т. п. Концевые	Рис. XI. 37части элементов целесообраз-;но выполнять с уширением для улучшения их заделки в монолитном
бетоне. Если таким путем будет обеспечена монолитная связь, то разру¬
шение происходит вследствие разрыва проволок (струн).По опытам В НИИЖелезобетона, обычно при отношении периметранапряженного элемента к площади его сечения -^>0,5 обеспечиваетсянеобходимое сцепление между этими элементами и окружающим бетоном
без выпусков арматуры и выступов по его длине 1.Предварительно напряженные линейные элементы (бруски), уклады¬
ваемые в сборные и сборно-монолитные конструкции, должны проекти¬
роваться faK, чтобы они после спуска натяжения арматуры оставались
бы центрально сжатыми и не имели искривлений. На рис. XI. 37 показано
несколько схем армирования этих брусков. Бруски рекомендуется делать
с размерами стороны сечения не менее 40 мм; проволоки диаметром 2,5—
3 мм, можно группировать по 3—4 шт., а диаметром 4 мм — по 2 шт.В тех случаях, когда арматура брусков расположена снаружи (при
навивке на поворотном столе), необходимо предусматривать'между арма¬
турой и бетоном элемента, а также между арматурой соседних элёментов
(в конструкции) зазоры, обеспечивающие удобство .укладки бетонной
смеси или раствора и надежную защиту арматуры от коррозии, высокой
температуры и т. п.	.Марка бетона брусков должна назначаться в соответствии с типом
конструкции и арматуры; марка монолитного бетона может быть суще¬
ственно ниже марки брусков и может доходить до 100. (при заводском
или полигонном изготовлении конструкции).4* +♦tt и
п\ *п #1 Э: Г. P# т ц, Железобетонные конструкции, армированные струнобетонными эле¬
мента миг «Бетон и эюелезобетон» № 3, 1957,
336 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыПри проектировании элементов с предварительно напряженными
брусками, досками, и т. п. необходимо предусматривать меры, обеспечи¬
вающие совместность их работы в поперечном направлении путем уста¬
новки в поперечном направлении арматуры, брусков и т. п. (рис. XI. 38).Рис. XI. 38. Сечение панели, армированной брусками1 — предварительно напряженные бруски; 2 — поперечная арма¬
тура; 31— окружающий бетонПредварительно напряженные сборно-монолитные конструкции раз¬
ного назначания описаны ниже в главах XIII, XIV, XVIII.4.	Понятие о неразрезных предварительно напряженных
железобетонных балкахПринцип предварительного напряжения может быть использован
не только в свободно опертых балках, но также в неразрезных балкахи других статически неопреде¬
лимых конструкциях — рамах,
оболочках и др.Создание предварительного
напряжения в этих конструк¬
циях приводит к ' улучшению
самой конструкции и к эконо¬
мии материалов, что, естествен¬
но, поведет к еще большему
расширению области примене;
ния железобетона.В этих случаях исполь^
зуется метод натяжения арма¬
туры после затвердения бетона.
При этом арматура (пучковая
или стержневая) должна быть
так расположена, чтобы были обеспечены прочность и трещиностой-
кость конструкции; в то же время очертание арматуры не должно вызы¬
вать появления больших сил трения, а концы арматуры должны быть
доступны для натяжения.В неразрезных балках возможно несколько схем расположения на¬
прягаемой арматуры (пучков), которая может быть криволинейного
и прямолинейного очертания.Криволинейные пучки могут идти от одного конца балки до другого,
что может иметь место в случаях, когда пучки не имеют больших углов
выгиба. Это возможно при небольшом числе пролетов и небольшой высоте
сечения (плитные конструкции),,t а также в балках с переменной высотой
сечения (рис. XI. 39, а).Криволинейные пучки могут располагаться и в одном пролете, обры¬
ваясь в соседнем (рис. XI. 39, б). При этом в случае небольших выгибов
пучка один конец может быть наглухо заделан; при больших выгибах
необходимо иметь возможность натягивать пучки с обоих концов.
Криволинейные пучки могут быть расположены только над опорой
(рис. XI. 39, в); надопорные пучки найдут применение как в монолитных,в)Рис. XI. 39. Схемы расположения пучков
в предварительно напряженных неразрезных
балках
'§ 55. Конструкции изгибаемых элементов и способы их изготовления 337так и в сборных неразрезных балках, выполняя роль арматуры, соеди:
няющей отдельные пролеты балки.Прямолинейные пучки, идущие с одного конца балки до другого,
могут быть применены в случаях, когда требуется двойная арматура.
При этом в балках с преобладающей постоянной нагрузкой такая арма¬
тура будет проходить по зонам, где предварительное напряжение не только
бесполезно, но и вредно.В балках с криволинейным очертанием нижнего края прямолиней¬
ные пучки вполне уместны, причем достигается и экономия металла
(рис. XI. 39, г).Рис. XI. 40. Надопорные криволинейные пучкиПредставляют интерес для индустриального строительства сборные
неразрезные балки, монтируемые из однопролетных предварительно
напряженных балок, соединяемых на месте между собой посредством
надопорной арматуры с предварительным напряжением (рис. XI. 40).
Этот способ образования неразрезных балок нашел применение во Фран:
ции.При расчете сборных предварительно напряженных неразрезных
балок они сначала рассматриваются как однопролетные свободно опер¬
тые, нагруженные собственным весом, монтажными нагрузками и пред¬
варительным напряжением, а после замоноличивания — как неразрез¬
ная конструкция. Специальная арматура, обеспечивающая неразрезность,
вводится в заранее оставленные каналы (трубки) в каждой балке. Зазор
между соседними балками заполняется раствором, и после его отверде:
ния производится натяжение арматуры.Работа неразрезных предварительно напряженных железобетонных
балок имеет некоторые особенности.Усилия в предварительно напряженных конструкциях в каждом
сечении возникают в результате наложения двух воздействий: внешней
нагрузки и предварительного напряжения.В однопролетной балке, подвергаемой предварительному обжатию,
не возникает никаких внешних реакций, и распределение напряжений
в каждом сечении обусловлено величиной и положением равнодействую¬
щей усилий в напрягаемой арматуре. В неразрезных» балках, как стати¬
чески неопределимых системах, промежуточные опоры. препятствуют
свободным деформациям балок от предварительного напряжения, и на
опорах возникают реакции, ведущие к появлению дополнительных изги¬
бающих моментов. Таким образом, в неразрезной балке моменты возни¬
кают не только от усилий предварительного напряжения (Мп = N0e0), но
добавляются и статически неопределимые моменты (ЛГ).К особенностям неразрезных балок можно также отнести возникно3
вение при натяжении криволинейных пучков сил трения между армату:
338Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементырой и стенками канала (трубки), которые могут достигать значительных
величин. В результате получается уменьшение и неравномерность натя:
жения арматуры по длине балки.Для исключения или значительного уменьшения потерь предвари¬
тельного напряжения вследствие трения возможны 'следующие меры:а)	перетяжка пучка с одной или двух сторон с последующим снижением
напряжения. или без него; подбирая соответствующую величину пере¬
напряжения, можно сделать суммарное усилие в пучках равным расчет¬
ному; б) применение «скользящей» прокладки между стенками канала
и натягиваемым криволинейным пучком (требуется проверка опытом);в)	нагревание пучков путем введения пара в каналы; при остывании напря-:Сечение 1-ТРис. XI. 41. Неразрезная плита, армированная предварительно напряженными
элементами (сборно-монолитная конструкция)жение в арматуре возрастет и этим будет получена перетяжка пучка
с последующим уменьшением напряжения; г) придание оси балки криво¬
линейного или ломаного очертания при прямолинейных пучках.Недавно в ФРГ в результате опытов было установлено, что удар
(молотом) по одному из концов натягиваемого стержня может в значи¬
тельной мере снизить вредное влияние трения; эти потери могут быть
и полностью устранены, если между анкерным закреплением стержня
(пучка) и торцом элемента вставить пружину. В последнем случае дости¬
гается наибольший эффект продольного динамического импульса от
удара ККонструкции сборно-монолитные, армированные предварительно на2
пряженными элементами, имеют существенные преимущества в нераз¬
резных статически неопределимых системах. Здесь неразрезная много¬
пролетная балка образуется значительно проще, а именно: в пролетах
внизу и на опорах вверху укладывают заранее изготовленные предвари¬
тельно напряженные элементы (бруски) того или иного вида; никаких
натяжений арматуры производить не требуется.Примером такой конструкции могут служить осуществленные в мо¬
стах И Лондонском аэропорту неразрезные покрытия, у которых в про¬
лете уложены струнобетонные элементы рельсовидного сечения, служив¬
шие одновременно несущей опалубкой, а на опорах — прямоугольные
бруски (рис. XI. 41). Для поперечной связи служат стальные стержни,
натягиваемые домкратами.§ бв. РАСЧЕТ ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВРасчет изгибаемых элементов обычно слагается из расчета по несу¬
щей способности, расчета по образованию трещин и проверки главных
растягивающих напряжений, вызывающих образование наклонных тре:1	Concrete and constructional engineering, March, 1957.
§ 56. Расчет изгибаемых элементов339щин; нередко производится еще проверка прочности при обжатии бетона
и транспортировании, расчет по деформациям, а для конструкций 3-й
категории — расчет по раскрытию трещин.1.	Результаты опытных исследованийПервые опыты б. ЦНИПС (Москва) и ЦНИИСМ (Харьков) со струно¬
бетоном показали, что разрушение балок с предварительным напряже¬
нием отличается по своему характеру от разрушения балок из обычного
железобетона.При не слишком большом проценте армирования разрушение балок
(по опытам С. Е. Фрайфельда) происходит вследствие разрыва обычно
всех проволок. При этом напряжение в сжатой зоне бетона в момент раз:
рушения существенно меньше его предела прочности RI.При большем проценте армирования разрушение происходит вслед¬
ствие раскрытия косой трещины, обычно направленной по линии, соеди¬
няющей точку приложения груза с опорой; при таком разрушении балки
прочность проволоки полностью не используется.Произведенные в 1947—1948 гг. испытания струнобетонных балок
(без анкеров) рельсовидного сечения, пролежавших на открытом воздухе
6—7 лет, позволили несколько уточнить характер разрушения х.Нормальным характером разрушения предварительно напряженных
балок с арматурой без анкеров, у которых было обеспечено сцепление
проволок с бетоном, является разрыв всех проволок растянутой зоны
в сечении с наибольшим изгибающим моментом. При этом опытный раз¬
рушающий момент совпадал с расчетным, а иногда и превосходил его.В некоторых балках разрывались не все проволоки, и опытный раз¬
рушающий момент в этом случае был несколько ниже теоретического,
что может быть объяснено неравномерным натяжением проволок при
изготовлении или скольжением части проволок в бетоне.Наконец, были случаи, когда образовывалась косая трещина или
разрушалась сжатая зона бетона, что объясняется, по-видимому,^недоста¬
точным сцеплением проволок с бетоном и их скольжением; в этих”случаях
разрушающий момент был наименьшим, и такое разрушение балки еле;
дует считать ненормальным.Попутно было выяснено, что качество заанкеривания проволок зави¬
сит не только от марки бетона, но и ряда других его свойств — плот¬
ности бетона, содержания цемента в нем, качества заполнителей и пр.Опыты показали, что в балках указанного возраста сохранился эффект
предварительного напряжения, причем после их разрушения отдельные
части тоже сохраняли основные свойства предварительно напряженного
железобетона. Балки сохранили и предварительный обратный выгиб,
который составлял 5—6 мм при длине балки 4,08 м.2.	Расчет по несущей способностиРасчет предварительно напряженных изгибаемых элементов (с на¬
прягаемой и ненапрягаемой арматурой) по несущей способности произ;
водится по существу так же, как и обычных железобетонных конструкций.Основное отличие заключается в учете влияния на несущую способ¬
ность элементов той предварительно напряженной арматуры, которая
расположена в сжатой зоне, так как при наличии в сжатой зоне предва-1 Э. Г. Р а т ц, Исследование струнобетонных балок в шести-семи летнем возрасте,
Труды IV Всесок)зной конференции по бетону и железобетонным конструкциям, ч. II
Стройиздат, 1949.'
340Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементырительно напряженной арматуры прочность балки при изгибе не увели;
чивается, а, наоборот, несколько уменьшается.Действительно, при достижении в нижней арматуре условного рас¬
четного сопротивления или в бетоне сжатой зоны расчетного предела
прочности — в верхней зоне, кроме сжимающих напряжений, вызванных
внешней нагрузкой, приложен еще остаток реактивной силы от предва¬
рительного натяжения верхней арматуры.Как известно, предельная сжимаемость бетона равна 0,0015—0,0020,
и при деформациях бетона от внешней нагрузки предварительное растя¬
гивающее напряжение в арматуре может уменьшиться на величину,
примерно равную £aenpea> т. е. высокопрочная сталь может быть исполь:
зована до условного расчетного сопротивления при сжатии:тИ. а#н = Ян. у = 1 >8 • 10е• 0,002 = 3600 кг/см*.При предварительном напряжении верхней арматуры, превышающем
эту величину, необходимо учитывать снижение прочности за счет остатка
реактивной силы.(Таким образом, величина ос предварительного напряжения в арма;
туре F„, вводимого в расчет в предельном состоянии (при разрушении
бетона от сжатия), определяется по формуле°с = Ra. у ®0»	(XI. 41)где R„. у — условное расчетное сопротивление арматуры на сжатие, при¬
нимаемое в зависимости от марки стали, но не более 3600 кг/см2
(табл. X. 4 и X. 5 приложения);
о о — предварительное напряжение в арматуре FH сжатой зоны,
принимаемое в зависимости от рассматриваемой стадии ра¬
боты элемента, условий натяжения арматуры и величины
потерь.Согласно инструкции СН 10-57, в случае выполнения условия S6 <3<	0,4So при расчете прочности изгибаемого элемента предварительно
напряженную арматуру сжатой зоны бетона можно не учитывать.Обычно в изгибаемом элементе, кроме предварительно напряженной
арматуры, имеется и ненапрягаемая арматура из одной или нескольких
марок стали; каждая из них вводится в расчет со своим условным рас;
четным сопротивлением.а)	Расчет сечений, нормальных к оси элементаЭлементы прямоугольного сечения или таврового
с полкой у растянутой гра ниФормула для расчета по несущей способности предварительно напря¬
женных железобетонных элементов составляется так же, как и для эле¬
ментов из обычного железобетона \ но с учетом влияния предварительно
напряженной арматуры (рис. XI. 42):М	-j- acFH (h0 — gh) -f* Ra. уFa (ft® — fla)^ • (XI. 42)Положение нейтральной оси найдется так же, как обычно, из условия
равновесия суммы проекций сил на ось элемента:Rn.yFн -j- Ra, уFа — ОсFн — Rа. уFа = Rи. уЬх.	(XI. 43)1 Формула (IV. 52).
§ 56. Расчет изгибаемых элементов341При этом сечение бетона сжатой зоны должно удовлетворять усло¬
виям:х < 0,55fto;	(XI. 44)х > 2а'.	(XI. 45)Полезная высота сечения равна расстоянию от равнодействующей
усилий в арматуре FR и Fa до сжатой грани сечения.Сечения с одиночной
предварительно напряжен¬
ной арматурой можно рас¬
считывать по табл. V. 1 при-:
ложения, пригодной для лю¬
бых марок бетона и стали,
исходя из формул«<1 —0,5«) = ——:уF^abho^. (XI.46)н.уПри выбранном а = а р * - можно найти высоту сечения:^н. уho — го *]/"■мmbR и. у
2 /(XI. 47)М = mAJbhoR^ у5Практически в более сложных случаях, при наличии Fu, FHy Fa
и Fa, для определения несущей способности находя? величинуFuRH.j+FaRa. у ?нас ^a^a. уат =bhoRn. 1(XL 48)которая должна удовлетворять условию < 0,55.По величине а, находят значение Л01 по той же табл. V? 1 прило¬
жения. После этого определяют величину расчетного изгибающего мо¬
ментаМ ==1X1 [л4<)1^0^и.у °cF„ (Aq — #н) “1* Ra. yFa. (Hq — #а)]*' (XI. 49)Из уравнения (XI. 49) может быть определено необходимое сечение
сжатой арматуры при наибольшем Ло1 = 0,4:- °'сК (Ао - «н) - 0,4bhlRn. зFa =а. уДля определения сечения арматуры Fu сначала вычисляют
м_m-ZT - (*0—4) - Яа. уК (*0 - О*01&А0#и.у(XI. 50)(XI. 51)а по нему, пользуясь табл. V. 1 приложения для 'определения а! и фор¬
мулой (XI. 43), находят*ibh0R„.y + F'&Ra v + f[,o'— Fa#,
342 Глава XL Предварительно напряженные железобетонные элементыЭлементы таврового сечения с полкой
у сжатойграни и двутаврового сеченияПри расчете этих элементов различают два основных случая:а)	при выполнении условияА	■Ra.y^a ^ ^?и.у^п^п	(XI. 53)сечение рассматривается как прямоугольное шириной 6П (рис. XI. 43, а),■L.причем при < 0,2 расчет можно производить по формулеM«m[(i?H.yFH + tfa./a)(ftо—I-)];	(XI. 54)б)	при выполнении условияЯн. Л + Яа. yFa — оХ — Яа. уК > Яи. ybnhn	(XI. 55)сечение (рис. XI. 43, б) рассчитывается по формулем <т |>и> уЦ/г0 —|) + 0,8ЯИ. у фа - Ь) {н,-Щкп +“Н н {h0 — Сн) Яа.у-^а (^0	•	(XI. 56)Положение нейтральной оси определяется из уравнения:Яй./Н + Яа.у^а-^н — Яа.у-^а 1=5 Яи.у [6д? —(- 0,8 (&п — 6)АП]. (XI. 57)Высота сжатой зоны должна удовлетворять условию< 0,8 <S0.При расчете предварительно напряженных сборных двутавро¬
вых и тавровых балок полка в сжатой зоне не вводится в расчет, еслиh h h
ha < -^Q-; при -jq > Ла > 2Q- вводимая в расчет ширина полки не должнапревышать 6ha + 6.При расчете балок м о н о л и т н ы х ребристых пер'екрытий с от-ношением -^2- < 0,1 вводимая в расчет ширина полки не должна пре¬
вышать 12Л„ + 6.По инструкции СН 10-57 расчет изгибаемых предварительно напря¬
женных элементов рекомендуется производить в следующем порядке..
По формуле (XI. 48) определяется величина <хх; если значение а, <<	ап = -у-, то расчет ведется по случаю 1. Когда это условие не вы-;
§ 56. Расчет изгибаемых элементов343полняется, расчет ведется с учетом работы сжатого бетона в ребре. В этомслучае определяется величина аи = а, — асв, где асв = 0,8 —1По величине ап в табл. V. 1 приложения находят соответствующее зна:
чение ЛоП и определяют величину расчетного момента:М — ttl [(^0jj -j- Ao c^)bhoRn. у -J- Fн^с {ho ~~ Oh) "j” FaRa.y {Hq — ^a)], (XI. 58)
где	(XI-59>Конструкции, армированные предварительно
напряженными элементамиНормальным разрушением конструкций этого вида также является
разрыв всех проволок, что указывает на полное использование в них
прочности арматуры.Поэтому и расчет всех kohV
струкций по несущей способности
производится по тем же формул
лам, что и обычных предваритель¬
но напряженных конструкций*6)	Расчет наклонных сеченийРасчет наклонных сечений
производится применительно к ме¬
тодике, разработанной для обыч^
ного железобетона. Здесь два
условия прочности по наклонным
сечениям получают следующий
вид (рис. XI. 44):по изгибающему моментуН.О~Ь+ 2^н.у^н.хгн.х ++ К. /.*, + 2 Яа. /а. А. о +-L.V J? F )• /ут ап) Рис- XI. 44. Предельное состояние при рас-
~гZj *>а. у^й. *га. х/'> (Л1, ои/ qete наклонных сечений по поперечной силепо поперечной силеQ< т (2у^н.0slfl«+2Я«.Л.*"Ь» у Н* О Ч,4Л* w t“f"	Fa. о Sin ® "J” 2 R*-yFa. x “I” Qe)>(XI: 61)где a —угол наклона отогнутых стержней (может иметь разную величину).Предельное усилие в хомутах на единицу длины элемента здесь опре¬
деляется как(XI. 62)где /и * и /а х — сечение одной ветви напрягаемого и ненапрягаемогохомута;и п — число ветвей хомутов /н х и /а х в одном сечеиии элемента;
Ох и с — расстояние между хомутами /н х и /а>х по длине элемента,
344Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыПри невыполнении условия Q < ttiQx 6 должно быть увеличено се¬
чение хомутов или поставлена отогнутая нёнапрягаемая или напрягаемая
арматура.Здесь потпрежнемуQ*. б = / 0M».ybhlqK .	(XI. 62а)Необходимое сечение отгибов в одной плоскости определяется из
формулыЯн. у ^Н. о sin а + Яа. у^а. о	— Qx. б*	(XI- 63)где Q — расчетная поперечная сила для данной плоскости отгибов.3.	Расчет по образованию трещинРасчет по образованию трещин (расчет трещиностойкости) является
важнейшей частью расчета изгибаемых элементов.Трещиностойкость балок повышается с увеличением интенсивности
предварительного напряжения. Как показали опыты, отношение момента
УИТ, при котором появляются первые трещины, к величине разрушаю¬
щего момента Мр, определяемого разрывом проволок, колебалось от 0,4
до 0,9 в зависимости от величины предварительного напряжения арматуры
(в опытах от 4000 до 14 000 кг/см2) и сопротивления бетона растяжению.
При отсутствии предварительного напряжения это отношение изменялось
от 0,25 до 0,3.В тех случаях, когда надо обеспечить более высокое сопротивление
элемента образованию трещин и равнодействующая усилий напрягаемой
арматуры находится в пределах ядра сечения, величину предварительного
напряжения арматуры рекомендуется принимать наибольшей (см. § 51,
п. 1).‘ Если равнодействующая лежит за пределами ядра сечения, а также
в конструкциях 3-й категории по трещинообразованию величина предва¬
рительного напряжения арматуры может быть принята при расчете ниже
предельных величин.Когда необходимое сопротивление образованию трещин может быть
обеспечено напряжением части арматуры, остальную арматуру можно
применять без предварительного напряжения, используя при этом обыч-г
ную горячекатаную сталь.При расчете по образованию трещин принята та же эпюра напряжений,
что и при расчете обычных железобетонных конструкций, причем наклон
треугольной эпюры сжатой зоны принимается (по предложению В. И. Му-
рашева) таким, чтобы при продолжении ее в растянутую зону она отсе¬
кала на крайнем растянутом волокне отрезок, равный 2/?р (рис. XI. 45),
что соответствует принятию относительного удлинения ер = 1,5* 10“4;
напряжение бетона в растянутой зоне принимается равным "условному
расчетному сопротивлению бетона #р.у. По сравнению с линейной эпю:
рой упругих тел, принятое распределение напряжений дает лучшую схо¬
димость вычисленных моментов образования трещин с найденными из
опытов.При изгибе все приведенное бетонное сечение в общем случае обжи¬
мается внецентренно приложенными усилиями от всей нижней и верхней
арматуры, равнодействующая которых рассматривается, как внешняя сила.
При этом усилия в арматуре Fn и F'B определяются при помощи формул
(XI. 13) по напряжениям а0а и о' после проявления потерь в момент,
когда погашается обжатие бетона на краю сечения, а для арматуры F&
§ 56. Расчет изгибаемых элементов345и F'a по сжимающим напряжениям оа.и о', равным потерям напряжений
от усадки и ползучести бетона. То обстоятельство, что напряжения в ар¬
матуре (о0) принимаются в момент, когда в бетоне они равны нулю, позво¬
ляет применять общие расчетные формулы как при натяжении арматуры
на упоры, так и на бетон.Исходя из этих положений, момент внутренних сил элемента при
образовании трещин может быть выражен в виде суммы двух моментов:
момента внутренних сил, воспринимаемых полным приведенным сечением
элемента, и момента сил обжатия сечения, вычисленного относительно
ядровой точки.? ?Ъ6'« -ii-s]Рис. XI. 45*В инструкции СН 10-57 это выражено в общем виде формулой, спра¬
ведливой для расчета изгибаемых, внецентренно сжатых элементов,
а также и тех внецентренно растянутых элементов, в которых величина
растягивающей силы не превышает усилия обжатия:(XI. 64)Здесь в левой части неравенства — момент внешних сил и силы обжатия
относительно края ядра сечения, т. е. ядровый момент, а в правой части —
произведение условного расчетного сопротивления бетона растяжению
(/?р<у) на момент сопротивления (П?б) приведенного сечения с учетомпластических свойств бетона растянутой зоны, и отвечающего распре¬
делению напряжений по рис. XI. 45.Для изгибаемых элементов момент внешних сил Mj| принимается
в зависимости от их категории: для 1-й категории М — это момент
от расчетных нагрузок; для 2-й категории М — это момент от норматив¬
ных нагрузок.Таким образом, расчетная формула для изгибаемых элементов при:
мет вид:Мт <	yW6илиМт = Faoa (г/а + гя) — FHo0 (t/H -f гя) -f-
Ч~ Fh<3q (ун — Гя) — ^ааа (уa — Г я) -f“ Rp.y^6’. (XI, 65)Положение ядровой точки определяется по правилам сопротивления
упругих материалов, т. е. расстояние этой точки от центра тяжести
сечения<xi-^
346Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементагде W0 — момент сопротивления приведенного бетонного сечения эле¬
мента без учета пластических свойств бетона растянутой зоны.
Далее необходимо определить положение нейтральной оси (я) и вели¬
чину момента сопротивления (№6) приведенного сечения, с учетом плат
стических свойств бетона растянутой зоны.Для определения положения нейтральной оси составляется условие
равновесия внутренних сил:р р 2i?P’ У*	р лЯр.Л-~1T=T'f^'F^0>2Яр vX S'. ,
где		напряжение в бетоне сжатой зоны на уровне ее центрах сХ	тяжестиили#p.yfp“"-2S.-,I§7=°- <Х1'67>где F? — площадь растяну¬
той части сечения;
Sc — статический мо¬
мент сжатой части
сечения относи¬
тельно нейтраль:
ной оси.Разделив обе части урав¬
нения (XI. 67) на /?р у, по¬
лучими(XI. 68)По этой , формуле положение нейтральной оси соответствует поло¬
жению центра тяжести преобразованного сечения, в котором растянутая
зона заменена площадью F с центром тяжести на половине высоты рас¬
тянутой зоны, площадью Fp/2, сосредоточенной у подошвы сечения, или
также площадью Fpl, с центром тяжести на половине высоты растянутой
F 	Fзоны с площадью -B—JL, сосредоточенной у подошвы сечения.Для расчета симметричного сечения, пересекаемого нейтральной осью
на участке, имеющем постоянную ширину (рис. XI. 46), Инструкция
СН 10:57 рекомендует формулу:Л — х=	/" Р ■■■■,	(XI. 69)р I ./ уш 	 г ослт ~т~где SH — статический момент относительно нижнего края сечения для
фигуры, образованной сжатой зоной и прямоугольником в рас¬
тянутой зоне, имеющим ту же высоту, что растянутая зона
данного сечения и ширину, равную ширине сечения по ней;
тральной оси;Fu — приведенная площадь той же фигуры без учета Fa и F&;Рис.' XI. 46. Схема приведенного поперечного сече¬
ния для определения нулевой линии при расчете
на трещиностойкость
а исходное поперечное сечение; б — приведенная пло¬
щадь Fu сжатой зоны сечения с учетом арматуры FH идополненная в растянутой зоне прямоугольником шири¬
ной Ъ и высотой Л — *
§ 56. Расчет, изгибаемых элементов347Руш — площадь уширения растянутой зоны, включая приведенную
площадь арматуры {FB + Fа)F0CIt — площадь ослабления растянутой зоны.Формула (XI. 69) основана на замене фактической растянутой зоны,
во-первых, прямоугольником, центр тяжести которого расположен на
половине высоты растянутой зоны, а, во-вторых, полуплощадями уши¬
рения и ослабления растянутой зоны, перенесенными к подошве сечения.Рис. XI. 46а. Схемы при расчете трещиностойкости конструкций, армированных пред¬
варительно напряженными элементамиа — фактические сечения; б — приведенные сечения и эпюры напряжений при определении момента
образования трещин в окружающем бетоне; в — то же, в предварительно напряженном элементе;
— приведенная площадь сечения рассчитываемой конструкции; 9 — площадь поперечного
сечения предварительно напряженного элементаДля определения момента сопротивления сечения W6 составим урав¬
нение моментов относительно нейтральной оси, пользуясь формулой
(XI. 67):О DMT-*p.ySp--^/c = О,	(XI. 70)где Sp— статический момент растянутой части приведенного сечения,
относительно нейтральной оси;Jc — момент инерции сжатой части приведенного сечения относи¬
тельно нейтральной оси.Разделив обе части уравнения (XI. 70) на Яр.у, получим:^ = +	(XI-70а)Здесь геометрическая величина, выраженная формулой (XI. 70а), пред¬
ставляет собою момент сопротивления сечения, т. е..^- + Sp = r6.	(XI. 706)Как показали исследования \ расчет по этой формуле для важней¬
ших случаев практически можно считать точным.1 А. А. Гвоздев, С. А. Дмитриев, К расчету предварительно напряжен¬ных, обычных железобетонных и бетонных сечений по образованию трещин, «Бетон и железо¬бетон» № 5, 19571
348Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыВвиду сложности определения величины W6, Инструкция дает таб¬
лицу (см. приложение XI) отношений ^ для различных сечений. При™ орасчете по этой таблице отпадает надобность в определении положения
нейтральной оси.Расчет конструкций, армированных предвари¬
тельно напряженными элементами, по образованию
трещин может быть произведен по инструкции (СН 10-57) или примени:
тельно к временным указаниям ВНИИЖелезобетона (ВУЖ-3-56).В первом случае расчет производится раздельно: в окружающем
бетоне, не подвергаемом предварительному напряжению, и в предвари¬
тельно напряженном бетоне. При этом положение нейтральной оси в мо¬
мент образования трещин в предварительно напряженных элементах
определяется из условия, что площадь растянутой зоны бетона, не подвер¬
гаемого предварительному напряжению, равна нулю.На рис. XI. 46, а приведены расчетные схемы для двух видов кон¬
струкций, армированных предварительно напряженными элементами.Во втором случае при определении момента образования трещин
в окружающем бетоне Мт 0 исходят из известных основных положений
расчета трещиностойкости, принятых для обычных железобетонных кон¬
струкций, пользуясь условиями равновесия и деформаций. Момент,
вызывающий появление первых трещин в бетоне предварительно напря¬
женных стержней (элементов) Мт, также определяется из условия равно¬
весия и деформаций, считая, что окружающий бетон не .воспринимает
растягивающих усилий. При этом принимается, что трещины в стержне
получаются при удлинении, равном предварительному обжатию и пре^
дельной растяжимости бетона ер (см. § 74, п. 2).4.	Приближенный способ расчета трещиностойкостиКак известно, испытания на изгиб бетонных и железобетонных балок показали,
что прочность бетона на растяжение при определении ее по обычной формуле изгибааб< р = превышает прочность бетона при осевом растяжении. Это обстоятельствообъясняется некоторым различием в работе бетона на растяжение при осевом действии
сил и при изгибе и особенно условностью расчетных формул.Для бетонной балки изгибающий момент Мт, вызывающий появление трещин,
может быть выражен какМт = 4RIW,а для железобетонной балкиМт = Wп,где ^ — коэффициент, учитывающий действительную форму эпюры напряжений в растя¬
нутой зоне и смещение нейтральной оси; значение К зависит от формы попереч¬
ного сечения и для прямоугольного сплошного сечения на основании опытов
принимается К = 1,7.Для других сечений значения К могут быть приближенно определены из отноше¬
нияТ = -+	(XI. 71)где Wn = — приведенный момент сопротивления сечения;£п. в и Sn. н — абсолютные значения статических моментов верхней (сжатой) и нижней
(растянутой) частей приведенного сечения относительно оси, делящей
площадь сечения пополам.Предварительное напряжение в арматуре создает в бетоне сжимающие напря¬
жения, увеличивающие сопротивление образованию трещин.Поэтому изгибающий момент Мт может быть определен по приближенной формулеЛ*т= (КЛ; + ав) *п.	(XI. 72)
§ 56. Расчет изгибаемых элементов349При расчете балок с пучковой арматурой следует вместо Wn брать Wn. 0 =
= Wn—WOTB, т. е. за вычетом момента сопротивления сечения каналов для пучков.При передаче сжимающей силы N0 напряжения в крайних волокнах железобетон¬
ного элемента определяются по формуле		I	/YT 7Q\Об — p6 a ± Wa .	(XI. 73)Подставив значение Об в уравнение (XI. 72), получим:MT=(wJ + -^-)ll7„ ± А?0еь;	(XI. 74)Из этой формулы можно определить N0, а по ней — величину предварительного
напряжения в арматуре (с учетом потерь):Мт— tKg Wn Мг — 1RI Wn t	(XI. 75)°~ W„	ht,a±e0± е0Рб.п
откудаNo	Мт—Ч#р Wnа» 		? = 	,			•	(XL 76)FH+^H (F„ + FH)(Aa.H±^o)Величина необходимого контрольного предварительного напряжения определится
по формулеок = а„ + о„ <	)•	(XI. 77)5.	Проверка главных растягивающих напряженийПредварительное напряжение арматуры не вызывает, за исключен
нием концов балки, сил сдвига, так как напряженное состояние балки
в каждом поперечном сечении остается одинаковым.Силы сдвига вызываются только внешней нагрузкой, и поэтому рас4
чет на поперечные силы может производиться тем же путем, как в обыч¬
ном железобетоне.Однако предварительное обжатие бетона уменьшает главные растя4
гивающие напряжения, что является преимуществом предварительно
напряженных конструкций. В этом легко убедиться из рассмотрения
известной формулы- °ГЛ =4 (*, + S) ± у ^ К - °у)2 + ^ • <Х1-78)В обычном железобетонном элементе главное растягивающее напря¬
жение у нейтральной оси равно скалывающему, т. е. огл = ±т.В предварительно напряженном элементе благодаря наличию сжи¬
мающих напряжений главные растягивающие напряжения могут быть
значительно снижены. Действительно, если допустить, что на условной
нейтральной оси сжимающее напряжение ах = —т, то главное растяги¬
вающее напряжение. °гл.Р = - T+tV*2 + 4т* = + 0,618т.*	(XI. 79)Если ах = —2 т, то°гл. р = * (- 1 + V2) = + 0,414т.	(XI. 79а)Главное растягивающее напряжение можно снизить еще больше,
вызвав в бетоне сжимающие напряжения в двух направлениях путем пред;
®50 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыверительного натяжения не только продольной арматуры, но и хому¬
тов. В этом случае при <зх — = —т главное растягивающее напря¬
жение у нейтральной оси обращается в нуль, а главное сжимающее напря;
жение агл с = —2 т.Как показали опыты, главные растягивающие напряжения не вызы¬
вают разрушения балок. Обычно причиной разрушения предварительно
напряженных балок являлось достижение предела прочности рабочей
арматуры.В соответствии с инструкцией СН 10-57 должны быть проверены
главные растягивающие напряжения, вызывающие образование наклон¬
ных трещин. При этом скалывающие и главные напряжения определяются
в наиболее опасных местах по длине пролета в зависимости от вида эпюрРис. XI. 47. Схема расположения пучков, учитываемых в работе на главные растягиваю¬
щие напряжения, для сечения 0—0/ — пучки, учитываемые в работе по формуле (XI* 80); 2 — пучки» учитываемые в работе по фор¬
муле (XI.8б); 3 — неучитываемые пучкипоперечных сил, изгибающих моментов и изменения очертания и сечения
элемента, а по высоте сечения — на оси, проходящей через центр тяжести
сечения, а также в местах резкого изменения его ширины.Проверка главных растягивающих напряжений может не произво¬
диться, если при вычислении по формуле (XI. 84) соблюдается условие
т < 0,8/?р у.Величина поперечной силы при проверке трещиностойкости наклон¬
ных сечений элементов с напрягаемой наклонной или криволинейного
очертания арматурой определяется как разность (или сумма) попереч¬
ных сил от внешней нормативной (расчетной) нагрузки и силы натяжения:QT — QH — Qnp,	(XI. 80)гдеQnp = 2^Bsin«;	(XI. 81)Na — усилие в йучке или стержне, заканчивающемся на опоре или на» ^
участке между опорой и сечением, расположенным на расстоянии -4-от рассматриваемого сечения 0—0 (рис. XI. 47); Ыя определяется
по формулеWH = /Ha0;	(XI. 82)a — угол между осью арматуры и осью элемента в рассматриваемом
сечении;/а — сечение одного стержня или пучка напрягаемой арматуры.
- § 56. Расчет изгибаемых элементов'351Глазные напряжения в изгибаемых элементах определяются по форт
,мулеВ этйх формулах
QT -т определяется по формуле (XI. 80);$б. п — приведенный статический момент части сечения, расположенной за рассматрива¬
емым волокном, относительно оси, проходящей через центр тяжести сечения;«^б. п — приведенный момент инерции сечения;Об2 — установившееся предварительное напряжение в бетоне, определяемое по фор¬
муле (XI. 9);М — изгибающий момент от нормативной (расчетной) нагрузки; при нагрузке, вызы¬
вающей в сечении элемента напряжения обратного знака по сравнению с напря¬
жениями, вызванными равнодействующей усилий напрягаемой арматуры, знак
при моменте принимается минус, в противном случае принимается знак плюс;Qy — предварительное сжимающее напряжение в бетоне, действующее в направлении,
перпендикулярном к продольной оси элемента и вызванное усилиями напрягаемой
поперечной (хомутов) и наклонной арматуры;Fh. х — площадь сечения напрягаемых хомутов, расположенных в рассматриваемом сече¬
нии элемента;FB. о — площадь сечения отгибаемой продольной арматуры, заканчивающейся на участкеhи0, длиной, равной -g-, расположенном симметрично относительно рассматривае¬
мого сечения 0—0;он. х — предварительное напряжение поперечной арматуры (хомутов) после проявления
потерь;
их — шаг хомутов.При проверке трещиностойкости наклонных сечений наибольшие
главные растягивающие напряжения должны удовлетворять условиюПри этом проверка главных сжимающих напряжений производится
только в тонких стенках элемента при толщине стенок V16A и менее*
В случае, когда огл > 1,5/?р , необходимо увеличить размеры
сечения элемента или применить предварительное напряжение попереч*
ной арматуры, а если предварительное напряжение »уже учитывалось
расчетом, то увеличить его.При этом величину предварительного напряжения он х поперечной
арматуры (хомутов) находят по формулегде оу — определяется по формуле (XI. 83) при агл = 1,5/?р у;гдеQt$6. п
bJbu 9(XI.84)(XI. 85)(XI. 86)(XI. 87)а главные сжимающие напряжения условиямв конструкциях 1-й категории агл< с < Rnp у;
в конструкциях 2-й категории агл< с < 0,8/?пр у.(XI. 87а)
(XI. 876)(XI. 88)О02	— напр-яжение в отогнутой арматуре после проявления всех потерь,
352 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыПредварительное напряжение поперечной арматуры (хомутов), кон¬
тролируемое при натяжении на бетон, допускается принимать равным+ V	(XI. 89)У концов предварительно напряженных элементов на участках дли¬
ной, равной двум длинам анкерных приспособлений, а при отсутствии
анкеров — на длине \Ы, но не менее 20 см должны быть установлены
сварные сетки или замкнутые хомуты с шагом 5—7 см и диаметром не
менее 5 мм и не менее 0,25d, где d — диаметр стержней продольной арма:
туры.	. .6.	Расчет по прочности на усилия, возникающие при - обжатии бетона,
а также при транспортировании и монтаже конструкцийа) Прямоугольные сечения и тавровые сечения с полкой в сжатой
зоне (рис. XI. 48, а).В этом случае расчетная формула получает, следующий вид:(xi.90)где апз — как и при центральном обжатии, принимается обычно равным3	ООО кг/см2 (§ 54, п. 2, в).Из уравнения (XI. 90)„ FH(v0-<3n3)(h'0-a„) ± M-Fa/?a.y(ft;-aa)	/vi0	h (h'Y /?'	*	(Л1.У1)Ь[Ч) и. уРис. XI. 48
§ 56. Расчет изгибаемых элементов353Здесь М — расчетный момент, возникающий в элементе при изго¬
товлении, транспортировании и монтаже; знак плюс
принимается, когда М вызывает увеличение сжимающих
напряжений в зоне расположения FH, знак минус.—
при обратном действии момента^При А0 > 0,4 — прочность сечения недостаточна; необходимо уве¬
личить размеры сечения, повысить марку бетона, или и то, и другое.
При А0 < 0,4 должно быть проверено условиеF' + Р'£^> а-6Й°*и'у + ~Fh(°°~°Пз)-, (XI. 92)- *\Н, У	Ян. угде а определяется из уравнения а (1 — 0,5а) = А0.	(XI. 92а)б)	Тавровые сечения с полкой в растянутой зоне и двутавровые сече:
ния (рис. XI. 48, б).Расчет также начинается с определениял F„(a0 — оп>)(А0 — аи) ±Л1 — FiRi-y(h0 — аа)	VT ^	тщхГу	}где условие знаков при М такое же, как и в предыдущем случае.
Проверяется условиеА>^А>. макс*	(XI. 93а)где^.„aKc = 0,4^+2^-(^-^l)^l-0,5^-j| (XI. 94)Если условие (XI. 93а) не удовлетворено, прочность сечения недо¬
статочна и необходимо увеличить размеры сечения или повысить марку
бетона.Если условие удовлетворено, то при А0 < Лоп, где Лоп величина,
Определяемая по формулеЛ°» = 'ГЧ(1~0,5-|)’	(XI. 94а)проверяется условие (как при прямоугольном сечении):К + КтН-> — °-*И~У + F°Rn 7~Fu-(°0t~°п,)♦ (XI.95)Ян. у	Ан. уЗдесь а, соответствующая значению А0£~, находится по табл. V. 1 при¬
ложения.В случае же А0 > Лоп определяется условие:Р' Л. Р’ ^а-.У ^ °св) bhQR„ y F„Ra_ у FH (o0l.— qn>)н T а /? ^	р	'	• уЛ1***н. у	Ан. уВычисляютсяaCB = 0,8(-^-l)A	(XI. 96а)и ^pi =^0 — ^осв> а по последнему, пользуясь табл. V. 1 приложения,
находят а,.
854	Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыВеличина А0 св определяется по формуле^осв = 0.8-^(-у-1)(1-0,5^)* (XL966)Найденные значения асв и а, подставляются в формулу (XI. 96), из
которой может быть найдена площадь сечения F'a, если таковая не была
задана.7.	Расчет изгибаемых элементов по деформациямВ конструкциях 1-й и 2-й категорий, при эксплуатации которых
трещины в растянутой зоне недопустимы, необходимо рассчитывать де¬
формации (пр<?гибы, углы поворота и выгиб) от невыгоднейшей норма¬
тивной нагрузки (длительного действия) по жесткости В0 элемента, при¬
меняя формулы строительной механики.Конструкции 3-й категории, при эксплуатации которых трещины
в растянутой зоне допустимы, рассчитываются по деформациям от невы¬
годнейшей нормативной нагрузки для двух стадий работы элемента:а)	до погашения предварительного обжатия бетона — по жесткости В^,б)	после погашения обжатия бетона — по жесткости В. Значения В1
и В определяются для каждого участка элемента, имеющего момент
одного знака (см. рис. IX. 5).При кратковременном действии нагрузки жесткости В0 и Ву опре¬
деляются для элементов, имеющих постоянный момент инерции /в п , по
формуламЯо.Кр = 0,85£*/б.п;	(XI. 97)Б1кр = ВД.п.	(XI. 98)При длительном действии нагрузки жесткость Вг принимается рав¬
ной В1кр, а жесткость В0 определяется по формуле (IX. 51). В послед¬
нем случае величина 0 берется с коэффициентом 0,5, но 0 не должна
быть меньше 1. Однако это не распространяется на случай, когда
сжатая зона выполнена из легкого бетона, так как деформации легкого
бетона будут более значительными, чем тяжелого бетона.Жесткость Вкр и В изгибаемых элементов 3-й категории при кратко¬
временном и длительном действии нагрузки вычисляется в соответствии
с указаниями главы IX. При этом условный упруго-пластический момент
сопротивления сечения W принимается равным моменту от приращения
усилия в растянутой арматуре Fn и FH относительно центра тяжести
сжатой зоны бетона, деленному на величину приращения напряжений
ои2 в этой арматуре.Для конструкций этой категории первой стадии работы отвечает вели¬
чина изгибающего момента Л1Х от нагрузки, погашающей в краевом обжа¬
том волокне элемента предварительное сжимающее напряжение бетона об.Второй стадии работы отвечает величина изгибающего моментаМ2 = М*—Mlf	(XI. 99)где Мх — определяется, как для упругого тела, по формуле(XI. 100)У м1	Приведенные здесь величины А0 макс и А0 св взяты из инструкции (И 123-55) для
расчета сечений обычных железобетонных конструкций.
§ 56. Расчет изгибаемых элементов355Величину прироста среднего напряжения ом2 арматуры Fa и F& от
изгибающего момента М2 можно определять по формуле	 т (Rn. У^н + #а. у^а)®м2—	(Fu + SJM	*	'А1, 'где М — расчетный изгибающий момент.Как в обычном железобетоне 1 значения хс и W определяются для
элементов прямоугольного сечения с арматурой Fu и Ft по формуламЛгс = (	\ + /4 + а)А»;	<XL 102>^ = +	(XI. 103)По аналогии с формулами (IX. 24) и (IX. 29) таким же путем можно
написать значения хс и № для таврового и двутаврового сечения, под¬
ставляя вместо значений га и F'a соответственно Fu + Ft и F'B + F'&.При вычислении прогибов и углов поворота в элементах 3-й кате¬
гории следует пользоваться формулами (IX. 52) и (IX. 53), заменив напрягжения оа через омг по формуле (XI. 101).8. Расчет изгибаемых элементов по раскрытию трещин. Для расчета изгибаемых предварительно напряженных элементов
3-й категории по раскрытию трещин применимы с незначительными
изменениями формулы, выведенные для обычного железобетона.Ширина раскрытия трещины ат в элементах прямоугольного сече?
ния определяется по формуле(XI. 104)где ои2 — напряжение в арматуре Fa и Fa, определяемое, как илипо формуле (XI. 101);/т — расстояние между трещинами, определяемое по формуле/т = kjiu,	(XI. 105)£н±£г.S—	принимается по табл. VII. 4—VII. 6 приложения;
s — периметр сечения арматуры.Как и в обычном железобетоне, для арматуры периодического про*
филя значение /т, полученное по формуле (XI. 105), принимается с коэф¬
фициентом 0,5, а для сварных сеток и каркасов из" холоднотянутой
проволоки — с коэффициентом 1,25.Ширина раскрытия трещин, пересекающих арматуру, не должна пре-;
вышать величины 0,2 мм, установленной для обычных железобетонных
конструкций.9. Расчет на выносливостьРасчет на выносливость применяется в случаях действия на coop у-;
жение (конструкцию) многократно повторной нагрузки, исчисляемой
миллионы раз за время эксплуатации. К таким конструкциям относятся1	См. формулы (IX. 23) в (IX. 28).
356	Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыподкрановые балки и поддерживающие их колонны, эстакады, шпалы
и т. п.Этот расчет не заменяет хсобой расчет на прочность, а должен произ¬
водиться одновременно с ним.Расчет на выносливость сводится к вычислению напряжений в бетоне
й арматуре (напрягаемой) и сравнению их с условными расчетными сопро¬
тивлениями на выносливость для бетона и арматуры. Выше, в § 52, приве¬
дены формулы для определения напряжений (XI. 9, XI. 10 и XI. 15—
XI. 17), а условные расчетные сопротивления бетона принимаются по
табл. X. 2 и X. 3 приложения. При вычислении напряжений должны
учитываться дополнительные . потери предварительного напряжения
в арматуре от воздействия многократно повторной нагрузки (§ 53, п. 8).На основании же экспериментальных данных принимается новый
расчетный модуль упругости бетона Е’б, представляющий отношение ве¬
личины напряжений к полной (упругой и остаточной) деформации; при
этом бд. прийят от Ы0-8 (для низких марок бетона) до 2,0*10”? (для
высоких марок). .При вычислении напряжений знания величины Е'6 не требуется, а вво:■ '	Едится значение коэффициента приведения п' — —величины п" даныЕбв табл. 24а. 'Таблица 24аКоэффициент пг для расчетов на выносливостьМарка бетона200300400500.600При горячекатаных сталях. . . .2820151311При холоднотянутой проволоке . .2517.51311.510§ 57. ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫЕ, ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫЕ И ВНЕЦЕНТРЕННО
РАСТЯНУТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ1.	Центрально сжатые элементыПри конструировании центрально сжатых- элементов следует соблю¬
дать требования, предъявляемые к обычным железобетонным колоннам
( см. § 23, п. 2 и § 24, п. 2).Кроме того, в круглых колоннах (кольцевого сечения) толщина
стенок должна быть не менее 30 мм; в колоннах прямоугольного сечения
в наиболее тонких местах —тоже не менее 30 мм.Предварительное напряжение применяется в центрально сжатых эле¬
ментах (колоннах, сваях) в целях предотвращения поломок при транспор¬
тировании и монтаже.Несущая способность центрально сжатых элементов с предварительно
напряженной продольной арматурой и ненапряженными хомутами опре¬
деляется по формуле*'<щ (Дпр. л+Л+(X*. 106)
§ 57. Центрально сжатые, внецентренно сжатые и растянутые элементы 357;где а 'с. = R — а'о — напряжение в арматуре FH в предельном состоя¬
нии; величина RK f принимается в зависимости
от марки стали, но не более 3600 кг/см2; а 'о при-;
нимается за вычетом потерь оП1 или ап;<р — коэффициент продольного изгиба, принимаемый
как для обычных колонн (см. § 23, п. 3, б);F6 — площадь сечения элемента за вычетом сечения
продольной арматуры при насыщении более 3%
и без вычета (F6 = F), если насыщение менее 3%.. Применением предварительно напряженной спиральной арматуры
из высокопрочной проволоки диаметром 3—5 мм, с шагом витков 15—
30.мм можно получить (по опытам б. ЦНИПСа)
весьма прочные сжатые элементы кольцевого
сечения (рис. XI. 49).Подобные колонны могут найти примене¬
ние в гражданских и промышленных зданиях,
где они работают преимущественно на цен¬
тральное сжатие. Предельное состояние их ха¬
рактеризуется достижением условного расчет¬
ного сопротивления стали в спирали и услов¬
ной расчетной призменной прочности в бетоне.Расчет таких сплошных или толстостен¬
ных элементов (8 > 0,3йя) с косвенной напря¬
гаемой арматурой в виде непрерывной спи¬
рали при -^-<12 производится по формулеN « т [/?„,. ,F„ + R,. yF. ++ 2*.. Л.’4 £('-£)]• (Х1-Ш7>где Fa — площадь сечения ядра элемента,
определяемая по формулеРя = icd„S (l-A); (XI. 107а)Fjn *— приведенное сечение напрягаемой
спирали, определяемое по формуле:Р 	 я^я/сп .сп	s »В — толщина стенки полого сечения,, или у для сплошного сече¬
ния;	*В формулу (XI. 107) входит средний коэффициент эффективности 2,
полученный из опытов.	•*Величина предварительного напряжения непрерывной спиральной
арматуры в сборных элементах кольцевого и круглой? сечений, работаю¬
щих на центральное сжатие, должна приниматься в пределах от 0,3/?“
до 0,5#;;.	_Сопоставление результатов, полученных из опытов и по формуле
(XI. 107), дает расхождение не более 5% *.Рис. XI. 49. Колонна коль¬
цевого сечения с предвари-
тельно напряженной спи-
- ральной арматурой* Ф. Е. Г и т м а н, Колонны с предварительно напряженной спиральной арматурой,«Бетон и железобетон» № 7, 1955.
358 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементы2.	Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементыПри конструировании внецентренно сжатых элементов следует соб¬
людать требования для центрально сжатых и изгибаемых элементо'8,
а при конструировании внецентренно растянутых элементов — требо¬
вания для центрально растянутых и изгибаемых элементов.Для внецентренно сжатых элементов, рассчитываемых по случаю 1,
рекомендуется принимать сечения с развитой растянутой зоной (двутав¬
ровое, прямоугольное полое и т. п.).а)	Расчет по несущей способности (прочности)Расчетные формулы составляются по аналогии с формулами для
обычных железобетонных сечений. Ниже приведены формулы только для
прямоугольного сечения.Внеден.тренное сжатиеСлучай 1. х < 0,55йо (рис. XI. 50):N < т(£и.уЬх + о'/’в + Ra yF'a-RH'yFH - Яа./„). <XI. 108)Положение нейтральной оси определяется из уравненияДи.уЬх {*—К + -г)± °7'А ± ур'Л —-«н./А—(XI. 109)При этом высота сжатой зоны должна удовлетворять условию*>2а\	(XI. 110)Знак плюс или минус в формуле (XI. 109) принимается в зависимости
от положения точки приложения силы N — за пределами расстояния
между равнодействующими усилий в арматуре F'a, F’a и Fa, Fa или между
этими равнодействующими.Случай 2. jc > 0,55Ао:Ne< m [0 5i?npiy6Agr|-o'^ (А0 — с£) + #а.у^а	(XI-1 И)Если продольная сила N приложена между центрами тяжести арма¬
туры Fu, Ft и F'B, F', должно быть удовлетворено дополнительное усло¬
вие:Ne'< т[0,5/?пр.Х + °Л(Л;-ан) + ^../.	(XI- 112>Рис. XI. 50
§ 57. Центрально сжатые, внецентренно сжатые и растянутые элементы 359. Расчет элементов таврового, двутаврового и коробчатого сечений
с полкой у наиболее сжатой грани* производится следующим образом:
если нейтральная ось проходит внутри полки, сечение рассчитывается
как прямоугольное шириной 6П; если нейтральная ось пересекает ребро,
учитывается сжатие в ребре.Влияние гибкости при внецентренном сжатии учитывается
только для элементов, в которых арматура расположена в каналах,
причем вводится добавочный эксцентриситет, равный радиусу или поло¬
вине ширины (высоты) сечения канала. Следовательно, указанные эле¬
менты рассчитываются на внецентренное сжатие с учетом основного
и добавочного эксцентриситетов.При определении радиуса инерции г, входящего в основную формулу,
необходимо учитывать ослабление сечения каналами, пазами, выемками
и пр.При действии внешней продольной силы N влияние прогиба учиты¬
вается применительно к НиТУ 123-55 (см. § 31).Внецентренное растяжениеСлучай 1. Сила N приложена между равнодействующими усилий
в арматуре FH, Fh и F'B, F'a (малый эксцентриситет)N<	;	(XI. 113)N < m(Ra-yS*+R*-vS*),.	(XI. 114)Случай 2. Сила N приложена за пределами расстояния между
равнодействующими усилий в арматуре Fu, Fa и F'a, F'a (большой экс¬
центриситет):N < т (/?„./„ +	_ *а у^-Я„.у&4 (XI. 115)Положение нейтральной оси определяется по формулея.. ,»* («НА - -г) + <FA + -(XI. П6)Высота сжатой зоны должна удовлетворять условиям*<0,55Л0 и *>2а\	(XI. 117)б)	Расчет по образованию трещинРасчет трещиностойкости внецентренно сжатых и внецентренно рас¬
тянутых (случай 2) элементов производится по той же основной формуле,
что и расчет изгибаемых элементов, но с учетом продольной сняы ±Nt
(рис. XI. 51), т. е. по формуле:Al2 + MS6<tfp.ylF6,	(XI. 118)где при внецентренном сжатииМ” = МТ + #;(*' —О;	(XI. 119)при внецентренном растяженииМ;*=М, + Nt (е +	(XJ. 120)
360 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыа-входящая в формулу величина момента обжатияМоб = Faoa (у3 гя) — FHa0 (ун гя) -)-+ Ы{у'а--г.)-п<[у’ш-г*)-	(XI. 121)В тех случаях расчета внецентренно растянутых сечений, когда
внешняя растягивающая сила превышает усилия обжатия, существует
следующее правило *.Формула ядровых моментов переписывается в следующем виде
(рис; XI. 52)Квсв - No6co6 = W6Rp4 у	(XI. 122)Здесь с0б может быть положительным или отрицательным, остальные
величины — положительные.Пусть внешняя сила по абсолютной величине не больше силы обжатияNB = No6-a,где а —г положительное число.Подставляя это выражение- в фор¬
мулу (XI. 122), получимN06cB — N o6co6 — асв — W6RPt у,или№бДр- у + ае„ W(,RP.y v	N	7й	> (ХГ- 123)На этом основании Инструкция
СН 10-57 рекомендует вести расчет по
формуле (XI. 118), если удовлетворяются
условия:а)	сила обжатия * No6 и ядровая точка лежат по одну сторону от
.внешней силы NB; в противном случае разность в левой части уравнения
(XI. 123) была бы отрицательной и неравенство оказалось бы'нарушенным;б)	расстояние между внешней силой и силой обжатия не меньшеН?бЯр. увеличины —тj	.Nоб1 А. А. Гвоздев, С. А. Дмитриев, К расчету предварительно напряжен¬ных, обычных железобетонных и бетонных сечений по образованию трещин, «Бетон и желе¬зобетон» № 5, 1957.Рис. XI. 51Рис. XI. 52
§ 58. Примеры расчета изгибаемых элементов■381Если хотя бы одно из этих условий не соблюдается, расчет произво¬
дится по формулеМ2ТЛ^б</?р>уГб,	(XI. 124)где Му — момент левых внешних сил относительно условной ядровой
точки, отстоящей от центра тяжести сечения на расстоянии'v-j&	<XU25>МУо6 — момент усилия обжатия относительно той же условной ядро:
вой точки (знак этого момента определяется его направлением).§ 68. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВНиже приведено три примера расчета предварительно напряженных
элементов, на которых показано применение основных расчетных формул
инструкции СН 10-57.	,В отступление от распространенных высоких балок с отверстиями,
в примерах XI. 2 и XI. 3 даны расчеты низких двускатных балок
без отверстий с высотою в середине 1/1б / и у опор 1/301. К недостаткам
этих балок относится несколько большой расход металла, а к преиму¬
ществам — экономия на кубатуре отапливаемого здания, лучшее архи:
тектурное впечатление.При решении примеров сделано несколько упрощений: принято
симметричное двутавровое сечение; при определении напряжений и по-
перечных.сил не учитывается слабый наклон (около 2°) оси балки; так как
опасное сечение при двускатной балке не находится в середине пролета,
делается одна проверка на прочность в четверти пролета; для экономии
места (при подсчете геометрических характеристик) балки для обоих
примеров взяты одинакового поперечного сечения. При выбранной высоте
балок прогиб балок вообще не будет превосходить требуемого, учитывая
выгиб, но для одной балки все же подсчитан приближенно прогиб. Сле¬
дует еще заметить, что.сечение основной арматуры при расчете по несущей
способности принимается с некоторым избытком, который необходим
при расчете на трёщиностойкость.Пример XI. 2. Проверить несущую способность и трещиностойкость однопролет¬
ной предварительно напряженной железобетонной балки двускатного покрытия при
расчетном пролете 14,6 к с поперечным сечением по рис. XI. 53.Даны, следующие нормативные нагрузки в кг на. 1 пог. м:от собственного .реса настила и кровли	 1280 кг/пог. м„ веса утеплителя (из древесно-волокнистых плит) 100 .„ снега			 420 „р собственного веса балки		 350 ' .Итого	 2150 кг/пог» мБетон марки 400. Нижняя арматура из высокопрочной холоднотянутой проволоки
периодического профиля (по ГОСТ 8480-57)—60 проволок диаметром 5 % мм (Fit =
= 11,76 см2), верхняя — ненапряженная из стали марки 25Г2С.Коэффициент условий работы конструкции т=1.Натяжение арматуры на упоры. Предусмотрен подогрев’бетона при разности темпе¬
ратуры между арматурой и устройствами натяжения Д* = 20°.Принято: для холоднотянутой проволоки периодического профиля диаметром 5 мм#2 = 15 000кг/см2 и /?в.у = 8400 кг/см2.Учитывая потери предварительного напряжения вследствие перепада температуры
при подогреве бетона, величину наибольшего предварительного напряжения принимаем
повышенной:о0 = 0,70 Я* = 0,70-15 000 = 10 500 кг[см\
362 Глава XL Предварительно напряженные железобетонные элементы1.	Определение потерь предварительного' напряжения
и геометрических характеристик сеченияПотери от релаксации напряжения стали0,05оо + 0.2 (о0 — 0,65Я“) = 0,05-10500 + 0,2 (10 500-0,65-15000) = 675 кг/см\Потерями от податливости захватов пренебрегаем»Потери от перепада температуры2(Ш = 20-20 = 400 кг/см2.Суммарные потери, происходящие до обжатия бетона:
аП1 = 675 + 400 = 1075 кг/см2.Рис. XI. 53. Двускатная балка
a — фасад; б — пролетное сечение; в — опорное сечение,Рб<п = 30-12 + 11-3+ 8-76 + 30-12 + 11-3+ 4,75-11,76 = 1450
Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани
fon= 30.12.94+ 11.3-87 + 76-8.50+11*3-13 + 30.12*6 + 55,86.6 = 70 000 см\Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани70000
9	П50	 48,3 СЛ;\ п — у = 100 — 48.3 = 51,7 см.ЯП.12»	11.3sУб.д— ц ,2 + 30,12 f45-7* + 42-3*> + 11Г"2'+ 11'3 (38-72 + З5'3*) ++ + 8-76.1,7* + 4,75-11.76-42,За = 1 884 160 см*.
§ 58. Примеры расчета изгибаемых элементов363Расстояние от центра тяжести всей продольной арматуры до нижней грани се¬
ченияб СМ.Расстояние от центра тяжести* всей продольной арматуры до центра тяжести при¬
веденного сеченияе0=у—-6 = 48,3—-6 = 42,3 см.Усилие в арматуре с учетом потерь до обжатия бетона (оПа)N0 = FH (<j0 — аП1) = 11,76 (10 500 — 1075) = 111 ООО кг.Величина предварительного напряжения в бетонеN0 . N0e% 111000 . 111 000.42,3s 1С1 с ,
в6 = Р^+7^ = ПШ-+-ГШШ-==т^Потери, предварительного напряжения от ползучести бетона:(#-°-5)]=¥г[181-6+3 • 280(-w-°-5)]=2090 кг1сл"Потери от усадки бетона: 400 кг/см3.Суммарные потери, происходящие от усадки и ползучестиоПа = 2 090 + 400 = 2 490 кг/сма.2.	Расчет по прочностиНулевая линия определяется следующим образом.Из условия /?н. yFH > Яи. уbnhn11,76 • 8 400 = 98 800 > 210 . 30 • 13,5 = 85 200 кг
следует, что нулевая линия пересекает ребро балкиЯн.у^н — 0,8(*п — 6)Лп/?й;у _ 11,76 • 8400 — 0,8 (30 — 8) * 13,5 • 210*= 8^210 : ’х = 29,1 см.Величина расчетного момента, воспринимаемого сечением, определяется по фор¬
мулеМ = т и. уЬх (а0 - y) + 0,8/?и. уha (ba - Ь) (л0 - Щ;М = ^210 • 8 • 29,1 ^94 — + 0,8 • 210 ■ 13,5 (30 — 8) (94 — 1 = 82,5 тм.Расчетные нагрузкиот собственного веса настила, кровли
и собственного веса балок при коэф-фициенте перегрузки 1,1 	 1,1 (1 280 + 350)?=^ 1 790 кг/пог. мот веса утепления	.	 1,2 • 100= 120от снега			1,4 • 420= 590 *Итого. .# = 2 500 кг]пог. мИзгибающий момент в середине балки
9 5 . 14 6*М = ■	= 66,6 тм < 82,5 тм.о14,6Проверка прочности балки в четверти пролета, т. е. на- расстоянии * = —j-=
= 3,65 м от одоры.*	При бетоне марки 500 потери от ползучести определились бы в 1 290 кг/см*.
364Глава XL Предварительно напряженные железобетонные элементыВ этом случае изгибающий моментq	2,5М — -^х (I — х) =-2" .3,65 (14,60 — 3,65) =50 тм.При уклоне верхней поверхности балки в У14
365h = 100 — = 74 см и h0 = 74 — 6 = 68 см.При толщине стенки балки в */* пролета b = 12 см, определим величину к
и предельный момент М:11,76-8 400 — 0,8 (30 — 12)12*210 = ^ см’М = 210-12-23 (б8 —-у-). + 0,8-2Ш- 13,5(30- 12) (б8-^);М =*57,9 тм > 50 тм,т. е. сечение в четверти пролета тоже удовлетворяет условию прочности.Поперечная сила у грани опоры:2 500*14,6Q' =-—g	— 0,2.-2500 = 17800 кг.Усилие, воспринимаемое хомутами у опоры (b = 12 см, h0 = 49.8 — 6 = 43,3 см):
Q'2	17 800аЧх~ 0,mlRH.y~ 0-6-12-43^-210 =97^-«.Принимаем двухветвенные хомуты диаметром 8 мм из стали марки 25Г2С(#а.у = 2700 кг/см2).Расстояние мёжду хомутами:Яа.у f*n 2700.0,503-2.Ob’— q^	gy — 27,8 см.Принимаем ах = 25 см.Прозерка условия ах< и:0.1/?и.у bh\ о,1.210* 12.43, За
и =	Qt	; = —J—yj goo	= см ^ ^ CMt3.	Расчет трещиностойкости в стадии эксплуатации
Момент сопротивления приведенного сечения^ J6 п 1884 159	*Wо = = —48 з ■- = 39 000 см*.Расстояние верхней ядровой точки от
центра тяжести приведенного сечения (рис.
XI. 54)Г0 39 000
Гя-в~<Рб.п~ 1450 - 26>9сл-Положение нулевой линии определяется
по формулеh — X —	р ,Уш^и+ 2Рис, XI, 54
§ 58. Примеры расчета изгибаемых элементов3655И — статический момент относительно подошвы сечения фигуры, образованной сжатой
.зоной и прямоугольником в растянутой зоне высотой h — х и шириной Ь = 8см.
f При определении 5И. воспользуемся вышевычисленным значением 5бЛ1 за вычетом
статического момента относительно подошвы площади уширений и приведенной пло¬
щади арматуры:5И = 5б.п— (5уШ + 5Н.Р) = 70ООО — (22-12*6 + 3.11 .'13 + 4,75-11,76-6) = 67650 см*;
Р* — Ft.n — (22* 12 + 3* 11 + 4,75* 11,76) = 1450 — 353 = 1097 см2;*• Руш — 353 см2;*	67650п—х- р	1097-4- 176,5	см>Рц + 2х = 100 — 53,2 = 46,8 см.Определение Wt по формуле™ Ыс •^6 = -^ + ^;30-123	11-З3	8.34,8s/с =	+ 30.12* 40,82 + -jy- + 3-11 -33,82 +	+•	+ 8 • 34,8 • i7(4a = 756 650 см*;Sp = 30.12-47,2+ 11-3.40,2 + 8.41,2-20,6 + 4,75-11,76-47,2 = 27745 см*;2-756 650W6 = —532~ + 27 745 = 56 200 см}Просто определяется И?б с использованием приложения XI. Для симметричногоЬп Ьу 30	W6двутаврового сечения при — -у = -g- = 3,75^5 отношение = 1,5;= 1,5Г0 = 1.5-39 000 = 58 500 см*.Выше было определено е0 = 42,3 см.Момент обжатияМ%б=Мо (гя. в + ^о); ■N0 = Feoq2= 11,76 (0,9 • 10 500 — 1075 — 2490) = 69 300 кг;Со2 принимается после проявления всех потерь при тт = 0,9;М16 = 69 300 (26,9 + 42,3) = 48,0-10® кгсм = 48 тм.Момент внешних сил от нормативных нагрузокя 2 150-14,62. Ю02
М% = м* =	g		 = 57,3-10б кгсм = 57,3 тм;#р. у^б = 18-56 200 = 10,1 -105 кгсм = 10,1 тм.Проверяется условиеМ*<М*б + Яр.у1Рб;.57,3	<48+ 10,1 =58,1 тм.Трещиностойкость обеспечена.4. Проверка трещиностойкости наклонных сечений у опор балкиСогласно указаниям инструкции СН 10-57 (пп. 24 и 39), в случае применения
холоднотянутой проволоки без анкеров необходима проверка трещиностойкости наклон¬
ных сечений на концевом участке балки (рис. XI. 53, в).При уклоне верхней поверхности бали! в 1/и высота сечения у грани опоры
(0,4 м от торца) будет:730 — 20
100 —	YI	= 49,3 см.
366 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементы' Му
гд eox = '6±j^;у грани опоры М = 0ох = а<£Wp NqCqC6-F6.n±J6.aРанее было вычислено N0 (после проявления всех потерь):N0 = 69 300 кг.Расстояние от центра тяжести продольной арматуры до нижней грани сечения:ан = 6 см,
е0 = у— 6 см = 23,8 — 6 = 17,8 см.На уровне центра тяжести # = 0.По табл. 23 для /?'= 0,7*400 = 280 кг/см* /а = S8d = 88*0,5 = 44 см.
Напряжение в бетоне на расстоянии 40 см от торца40 N0 40 69 300 ^Об — 44 'рб п — 44 1 126 — 56 см ’56 т // 56 \а
ог.р=~2~ — у \~2~J + = “ 17,3 кг1см*17,3	кг/см2 <'1,5/?Рву = 27 кг/см2;
§ 58. Примеры расчета изгибаемых элементов3675.	Расчет прочности балки на усилия, возникающие при изготовлении,
транспортировании и монтажеВ этом случае расчет прочности производится в предположении, что балка рабо¬
тает на усилия от собственного веса, как консоль с вылетом /=3,5л< при R' =*
= 0JR = 280 кг/см2.Расчетная нагрузка от собственного веса с коэффициентом перегрузки 1,1 и
коэффициентом динамичности 1,5g= 300' 1,1 • 1,5 = 495 кг)пог. м = 0,495 ml пог. м,0,495- 3,5а
М =	g	=, 3>0& тм.Принимаем: h = 70,6 см; h'Q = 70,6 — 3 = 67,6 см; арматура в растянутой зоне
20 8 ПЛ (Fa= 1,01 см2). .Проверяется условие А0 < А0 макс:; Рв ('’О! — аПд) [h'0— ан)+ М — PaRa.y(h'0 — ao)А0 =	о	=Ц> ^И.у11,76	(9 425 — 3 000)(67,6 — 6,0) + 303 000—1,01 -3 400 (67,6 — 3,0)“	12.67,62.0,7.250	= 0,49;А0 = 0,49 < Ломакс = 0,61 — условие (XI. 93а) — выполнено — прочность сжатой 'зоны
обеспечена.Определяется величина Лоп:Л 'hns *S.\-3°	n- 13’^ nnm~ b ’ft' ^ — 0,5 h'0 j ~ 12 67,6 v — 0,5 ■ 67,6 J — °’44,При A0 = 0,49 > Aon = 0,44 проверяется условие (XI. 96):Fa^a. у ^ (а1 “Ь асв) I?.. y^0 (^°i ^пз) ^a^a* У*“CB - 0.8 (-£■ - l) = 0.S (-§ -1) -gj- = 0,235;A0l = A0 - A0CB = A0 - 0,8 ^	l) ^1 — 0,5 =f	13,22\= 0,49 — 0,235 П - 0,5 J = 0,28.По табл. V.l приложения a j — 0,337;F’a 3400 = (0,337 + 0,235) 12.67,6.0,7-250 + 1,01-3400 — 11,76 (9425 — 3000) = 9 076;f 9076
Fa = 3 400 = 2,67 CM*'Принимаем 6 0 8 Ш1 (F'a = 3,02 cm2).6. Приближенное определение прогиба балкиПри кратковременном действии нагрузки и среднем моменте инерпии
1 884 160 + 300 572	,J6. „ =		= 1092 365 см*,В0ш Kp=0,85£,g/6> п = 0,85 •380 000• 1 092 365 = 3,63• 1011 кгсм\При длительном действии нагрузки.	В0 = 3,63 • 10» кгсм\так как,0,56 = К
368 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыПрогиб балки:5	ql* 5.215(Ы 460*1~ШВ0 - 384-100-3,63-Ю11 ' “ 3,5 см-J_ 3,5 1 1I	“ 1 460 ~ 417 < 300-При определении прогиба этой балки точным методом с преобразованием эпюры
моментов в фиктивную нагрузку в данном случае был получен прогиб балки, близкий
к приближенно вычисленному.Выгиб балки, получаемый от обжатия предварительно напряженной арматурой,
определяем по наибольшему сечению- высотой h = 1 м (/б.п = 1 884 160 см4):В'0 = 0,85.380 000.1 884 160 = 6,10.10“ кгсм2,/ Ntfot2 69 300*42,3* 14602 	'в_ 8В'0 ~ 8-6,10-10й	1,29 см.Прогиб ба'лки с учетом обратного выгибаjF = 3,5 — 1,29 = 2,21 см*f 2,21 1 _ 1I	- 1460 _ 660 < 300 *Пример XI. 3. Рассчитать балку по несущей способности и трещиностойкости при
основных данных предыдущего примера, но с пучковой арматурой из круглой углеро¬
дистой стали (по ГОСТ 7348-55) диаметром 5 мм, с натяжением на бетон.Сечение по предыдущему принято симметричного очертания (рис. XI. 55). Бетон —
марки 400. Натяжение арматуры производится при достижении бетоном полной проч¬
ности, т. е. R' = R. Коэффициент условий работы при расчете на прочность m = 1.1.	Расчет оо несущей способностиИзгибающий момент в середине балки М = 66,6 тм.Условное расчетное сопротивление арматуры /?н<у = 9 500 кг/см2.Балка армирована пучковой арматурой в растянутой зоне и конструктивной арма¬
турой из продольных и поперечных стержней.Изгибающий момент и" сечение напрягаемой арматуры определяются как для тавро¬
вого Сечения для случая, когда нейтральная ось пересекает ребро балки (см. при¬
мер XI. 2).Рис. XI. 55
§ 58. Примеры расчета изгибаемых элементов369Мсв = 0,8Raha (ba — b) (^h0 — -~'Sj = 0.8.210.13,5 (30 — 8) (эЗ-^) == 4 305 ООО кгсм = 43,05 тм;4	305 ОООFн.св — / i q сч = 5,25 см2',9 500 (93- i|-5)Mx = 66,6 — 43,05 = 23,55 тм;. Mi 2355000
A° ~ bh2R ~ 8-93a-210 = 0,162; “ — 0,18>УЛ0ди.у#и.у	210Fai = *bh0 ^r- = 0>18*8*93’g-gQQ = 3,20 cm2;Eb = 5,25 + 3,20 = 8,45 cm2.Принимаем 3 пучка (два прямолинейных и один — криволинейный) по 18 0 5 мм,
т. е. FB = 3*18«0,196 = 10,58 см2. Некоторый избыток арматуры оправдывается при.
расчете на трещиностойкость.Величина наибольшего предварительного напряженияа0 = 0,65/?" = 0,65» 17 000 = 11 050 кг/см2.2.	Определение потерь предварительного напряженияа)	Потери до обжатия бетона (ап^)Потери из-за податливости двух анкеров пучка
2Л2Яа 2-0,Ы 800 000Г~ =	Ибо	= 240 ^см -Определяем потери за счет трения пучков о стенки каналов.Для прямолинейных пучков при натяжении с одной стороны и при ан = aQ,
имеем при х = 1= 15 м и k = 0,003°0 (l — -^г) = 11 050 (l —	=> 508 ka/jCM\Выражение в скобках вычислено по табл. 54 главы XX.Для к р и в олинейного пучка при натяжении с двух сторон и канале с ме-21*2 6 8
таллической оболочкой: tg а = -ggg- = 0,12; а = 6,8®; 0 ?= = 0,119; = 0,35; k =*8= 0,003; х 5= ~2 = 4 м;°о	^ 050 ^1 — go,003*44-0,35*0,119 ) 5=5 575 кг[см2.Таким образом, потери аП1 составляют:для прямолинейных пучков 240 + 508 = 748 кг/см2,для криволинейного пучка 240 + 575 = 815 кг[см2.б) Потери после обжатия бтона (аП2)Потери от усадки бетона — 300 кг/см2.Для определения потерь от ползучести бетона надо знать а$.Для облегчения вычисления геометрические характеристики можно принять ранее
вычисленные (в примере XI. 2) с поправками на вид арматуры и с учетом ослаб¬
ления сечения каналами;N0 . N0e2Q	е3 1800 000°б~ F6.a+ Уб.п ; п~ Е6 ~ 380 000 ~4'75,
370Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыРасстояние от центра тяжести всей продольной арматуры до центра тяжести при¬
веденного сеченияе0 = 50,3 — 7,7 = 42,6 см;/б.п= 1 884 159 — 100 000 + 4,75-10,58-42,62 — —1<*'— 3.42,6» = 1 768860 см*;108 760 108 760-42,6»°б = 1 385" —1 768 860 ~ = 111*5 = 190 кг/см* < 0,5*400=200 кг/сма.Потери от ползучести определятся по формуле0J5ko6EaR л _ 1-190 -1 800 000 . _£Н^/ = 0,75	380 000	~ 675 кг/см2'Потери от релаксации напряжений в арматуре0,05 • а0 = 0,05 • 11 050 = 552 кг/см*.Суммарные потери, происходящие после обжатия бетона!, равны:Оп2 = 300 + 675 + 552 = 1 527 кг/см2.3.	Расчет по поперечной силеQ = 17 800 кг.Прочность балки по наклонным сечениям обеспечивается постановкой двухвет*
венных хомутов диаметром 8 мм из стали 25Г2С с шагом 20 см в крайних четвертях
балки и через 30 см в средней части балкиЛ а.у ^а.х 2 700*2*0,503
<7Х = —	go	“ 136Величина предельной поперечной силы, воспринимаемой бетоном и. хомутами у
опоры:<2x6 = yfOfiRu.ybhfa ~ >^0,6-210.12(49,3 — 7,7)2-136■= 19 400 кг> 17800 кг.
Следовательно, результаты расчета удовлетворяют условиям прочности.
§ 58. Примеры расчета изгибаемых элементов3714.	Расчет трещиностойкост-и балки в стадии эксплуатацииРассчитываемый элемент относится ко 2-й категории конструкцийА п 1 768 860
W.	j	щ	35 200 с*\W0 35 200 _
r»-B - F6.п “ 1 385 = 25,4 см'Для определения положения нейтральной оси находим статический момент отно¬
сительно подошвы сечения фигуры, образованной сжатой зоной и прямоугольником
в растянутой зрнегSu - 69 598 — (22.12.6 + 3.1ЫЗ + 4,75-10,58.7,7) - 67 190 см3;Ти — 1 385 - (22* 12 + 3.11 + 4,75.10,58) - 1 038 см2;3,14-52Тущ « 347 см2; Тосл = 4,75-10,58 — 3 —^— = 8,6 см2;5И	67190h х —	р г 1 5=3	447 я fi — 56,2 см;Г уш ^ОСЛ	t ЛОО .^. + -Z—2	 1 038 +	2	= 100 — 56,2 « 43,8 см.2 JcОпределяется по формуле W& ■■ "^3* + ^Р:30-123	11-33	8-31 83Ус	J2 + 30.12-37,82 + -jg- + 3.11.30,82 +	++ 8-31,8.15,902 -632550 см*;Sp = 30-12.50,2+ 11.3.43,2 + 8-44,2.22,10 + 4,75.10,58.50,2 —48,5 =— 26 935 см?\2.632 550W6 - —+ 26935 в 49435 см*•По таблице приложения XI для симметричного двутаврового сечения приN 30	< 6	W6-j- «= -j «= -g- == 3,75 > 2 получаем -^r e 1,5.Следовательно, в данном случаеW6 = 1,5 Г о = 1,5-35200 = 52 800 сл«8.Выше было определено е0 = 42,6 сл«.Величина N0 равнодействующей усилий во всей напрягаемой арматуре опреде¬
ляется за вычетом всех потерь и с учетом коэффициента точности натяжения арматуры
тт ■» 0,9:для прямолинейных пучковNu = 7,05 (11 050.0,9 — 748 — 1 527) = 54 000 кг;для криволинейного пучкаNK я 3,53 (11 050-0,9 — 815 — 1 527) cos 6,8° — 26 650 кг;N0 - Nn + NK — 54 000 + 26 650 _ 80650 кг;М*б ■= ЛГ0(гя.в + ео) = S0 650 (25,4 + 42,6) =* 5 484 200 кгсм =■ 54,84- тм*Момент внешних сил от нормативных нагрузок2	150-14,62.100
Mjj« Мн =			= 5 730 000 кгсм 57,3 тм;Rp.yW6 = 18*49 435 ■■ 890 000 кгсм — 8,90 тм.
372 Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементыРасстояние от центра тяжести всей продольной арматуры до центра тяжести при¬
веденного сеченияе0 23,6 — 14,7 см = 8,9 см.Контролируемые напряжения:на уровне центра тяжести прямолинейных пучков/ Wo N0ea \	/ 108 760 108 760-8,9 \°н - 9о — п \ a + у6>п у) = 11 050 — 4,75 (^40! + 257 710 17,6 J -= 10 370 кг/см2,
§ 58. Примеры расчета изгибаемых элементов373на уровне центра тяжести криволинейного‘пучка/ 108 760 108 760*8,9 \
ан = 11 050 4,75 ^ ^	257 710 "	^ кг/см*1 ^6.	Расчет на смятие под анкерными шайбамиРассмотрим участок анкеровки двух нижних пучков.Расчетная нагрузка на две шайбы от двух пучков по 18 0 5 ммЛГСМ = 2.10 370.18*0,196 = 72 000 /сг =* 72 т.Расчетная площадь смятия при диаметре шайб 9 см( 92 52 \FCM = 2*3,14 { —	=88 см*..Коэффициент0	= 4-3t) = 4-3]/-^-=4-3 1^14^2 = 2,59.Коэффициент косвенного армирования (при стали марки 25Г2С) определится ив
формулы NCM = вЯпр./’см + ^к^я^а.у*-72 000 = 2,59.200.88 + рк. 122.2*2 400,откуда72 000-2,59.200-88
Р***	288.2 400 — 0,038.Требуемый диаметр стержней сеток при расстоянии между сетками 4,5 см опре¬
делится из выражения:__	_ 2-24»f1 4- 4* 12fx^к “ hl2h ~ 24-12.4,5 - U’U^;0,038«24«12*4,5	„2*24 + 4.12 — °»513сл1.Принимаем проволоку диаметром 8 мм (Fа в 0,503 см2). Для армирования
торца установим три сетки: первую — на расстоянии 2 см от торца балки, последую¬
щие— с шагом 4,5 см.Пример XI. 4. Рассчитать несущую способность и прогиб сборной предварительно
напряженной ребристой панели междуэтажного перекрытия (по типу Гипротиса) раз¬
мерами 1,2X6 м (рис, XI. 56).Каждым продольным ребром плиты должны быть восприняты усилия:М ев 2,8 тм от расчетных нагрузок;Ма = 2,4 тм от нормативных нагрузок;Q =» 1,9 т от расчетных нагрузок.Для рабочей арматуры ребер, натягиваемой на упоры, принята стержневая арма¬
тура периодического профиля марки 30ХГ2С. Бетон марки 300. Отпуск арматуры
производится при достижении бетоном прочности R' =* 0JR.Рис. XI. 56
374Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементы2.	Определение потерь предварительного напряженияПотери предварительного напряжения арматуры до обжатия бетона аП1 ■=* 0, так
как потери от релаксации в горячекатаной арматуре равны нулю.Потери от усадки бетона 400 кг/см2.Для определения потерь от ползучести бетона необходимо найти предваритель¬
ное напряжение в бетоне
§ 58. Примеры расчета изгибаемых элементов375Изгибающий момент в одном ребре от нагрузки, погашающей в краевом волокне
напряжениеСб/б. п 83,7 . 42 445
Mi = —-— =	206	= *'2 460 кгсм.Моменту Мг соответствует нагрузка8 Мх 8-1725
Яг = ~~jy = ~ 5 32 = 410 кг/пог. м.Момент после погашения напряжения oqМ2 = МК — М1 = 2,4 — 1,72 = 0,68 тм. 'Моменту М2 соответствует нагрузка'Мъ 0.68
= ^ Ml= Т72 = ^2 кг1по^' ЛиЖесткость в первой стадии работыBi = В1Кр = E*J6tп = 340 000.42445 = 14,4-10^ кгсм\Прогиб до погашения обжатия — от Мх5*410*5,84384*14,4* 10»“ *42 см-Эта же величина прогиба остается и при длительном действии нагрузки,' так как
6 = 0,5*1,5 « 1.Величина прироста среднего напряжения ам2 растянутой арматуры от изгибаю¬
щего момента М2 определяется по формуле	"	^
376Глава XL Предварительно напряженные железобетонные элементы(b'— b) h' (xc — hi) Xr
W = FU (A, - 0,5*c) +	2^^) ;где(^K_i58-7)5_*	— bhQ " 7-27 ” 1,d4y’Л = ^+Г= 0238+^9 = 0j793;xc = (— 0,793 + V0,7932 + 0,238) 27 = 3,73 cm.Так как xc = 3,73 < hn = 5 см, то принимаем Лд=*о при этом IF=2,54(27—2,5)=
= 62,23 сж3.Жесткость для 2-й стадии определяем по формулеBKp=-jW(h0-xc).По табл; VII. 1 приложения при а = 0,238 и ом2 = 1 238 кг/см2 находим ф = 0,71и,	подставляя, получаем2	000 000SKp = —jjyj— 62,23 (27 — 3,73) = 4,08.109 кгсм\Жесткость при длительном действии нагрузки при 0 = 1,5:4,08-109
В = —j-g— = 2,72* 109 кгсм2.Прогиб после погашения обжатия бетона5«162*5804
'2 “ 384*2,72.109.100 “ * слиПолный прогибI= /i ”Ь /2 == 0,42 0,88 =1,3 слиJ_ _LI = 580 = 446 <300*
Часть втораяЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙГЛАВА XIIОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ ПРОМЫШЛЕННЫХ И ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙИ СООРУЖЕНИЙ§ 59. ТИПИЗАЦИЯ И УНИФИКАЦИЯ КОНСТРУКТИВНЫХ СХЕМ
И ЭЛЕМЕНТОВ КОНСТРУКЦИЙПромышленные и гражданские здания, в которых находят применение
железобетонные конструкции, весьма разнообразны.При проектировании железобетонных конструкций этих зданий дол¬
жен соблюдаться, с одной стороны, ряд общих требований — технологи¬
ческих, эксплуатационных, санитарно-технических, климатических, тех¬
ники безопасности, сейсмостойкости (в некоторых районах), а с другой, —
требования наибольшей индустриализации и экономики строительства
с учетом особенностей железобетонных конструкций.Здесь остановимся главным образом на требованиях второго рода.Принципы индустриализации строительства заставляют прежде всего
отдать предпочтение сборному железобетону. Расширение применения
сборного железобетона потребовало широкой разработки типовых проек¬
тов, что представило особые трудности в области проектирования про¬
мышленных зданий и сооружений ввиду их большого разнообразия.Наибольшие результаты пока достигнуты в типизации одноэтажных
промышленных зданий.Изучение объемно-планировочных решений и конструктивных схем
одноэтажных промышленных зданий, спроектированных и построенных
в СССР, позволило унифицировать для ряда производств основные пара¬
метры зданий. В свою очередь унификация основных параметров зданий
обеспечила возможность унификации их конструктивных решений и ти¬
пизации отдельных конструктивных элементов и деталей. •Можно сказать, что в области типизации промышленных зданий раз¬
личного назначения проделана значительная работа по выбору оптималь¬
ных сеток колонн. В качестве типовых конструкций разработана и прове¬
рена на практике довольно обширная номенклатура основных несущих
элементов из сборного железобетона для покрытий пролетами 9, 12, 15,
18, 24, 27 и 30 м.Гипротис и ряд других проектных организаций разработали рабочие
чертежи одноэтажных и частично многоэтажных производственных зданий
с унифицированными сборными железобетонными конструкциями, пред¬
назначенных для разных производств.Для практического использования рабочих чертежей типовых произ¬
водственных (а также гражданских) зданий требуется лишь привязка
типового проекта в соответствии с требованиями размещаемого произ¬
водства и технологической планировки.
378 Глава XII. Общие принципы проектирования железобетонных конструкцийВ случае невозможности такой привязки и необходимости разработки
индивидуального проекта следует стремиться к возможно большей унифи¬
кации основных размеров конструктивных схем, а также нагрузок и раз¬
меров отдельных элементов, чтобы обеспечить многократную повторяе¬
мость и возможно меньшее количество типоразмеров конструкций.При установлении конструктивных схем и размеров отдельных эле¬
ментов необходимо, чтобы они были согласованы с единой модульной си¬
стемой в строительстве и укрупненной модульной системой, принятой
в данной отрасли строительства.При этих условиях возможно использование сборных железобетонных
элементов, изготовляемых по стандартам, нормалям, техническим усло¬
виям и альбомам типовых деталей. В случае же применения новых эле¬
ментов, которые должны изготовляться на заводе в массовом масштабе,
потребуется разработка соответствующих нормалей.При проектировании особое внимание должно быть уделено прогрес¬
сивным, технически более совершенным конструкциям, к которым надо
отнести предварительно напряженные конструкции как малых, так и
больших пролетов.С применением при проектировании типизации и унификации суще¬
ственно должна повыситься эффективность, а следовательно, и экономич¬
ность заводского изготовления конструкций и их качество.Таким образом, при проектировании зданий из сборного железобе¬
тона должны быть положены в основу главнейшие принципы — типизации
и унификации конструктивных схем и элементов с минимальным, но до¬
статочным количеством их типоразмеров.В тех случаях, когда конструкции здания или сооружения выгодно
выполнять из монолитного железобетона, следует тоже всячески стремиться
к возможно большей типизации и унификации конструктивных схем и эле¬
ментов. Это будет также способствовать индустриализации и снижению
стоимости строительства. Здесь должны найти широкое применение кату-
чие (передвижные), скользящие, переставные и другие виды инвентарной
опалубки, а также возможно более полная механизация бетонных и арма¬
турных работ.Как уже подтвердила практика, внедрение в строительство типовых
проектов позволяет повысить качество и снизить стоимость строительства,
причем достигается уменьшение трудоемкости работ при большей их ин¬
дустриализации, а также и сокращение объемов проектных работ.Требуются дальнейшие исследования и разработка типовых проектов
одноэтажных и многоэтажных зданий, включая такие сложные, как глав¬
ные корпуса электростанций (в сборном железобетоне), а также сооруже¬
ний разного назначения, например основных гидротехнических сооруже¬
ний, элеваторов и др.§ 60. ОСНОВНЫЕ ПРИНЦИПЫ
КОНСТРУКТИВНЫХ РЕШЕНИЙ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙВсе здания и сооружения, возводимые с применением железобетона
(рассматриваемые в этой части курса), с точки зрения конструктивных
решений можно разделить на три большие группы: 1) одноэтажные про¬
мышленные, сельскохозяйственные и гражданские здания; 2) многоэтаж¬
ные промышленные, гражданские и жилые здания и 3) специальные соору¬
жения различного назначения, такие, как резервуары, бункеры, силосы,
мачты (опоры) и др.Рассмотрим вкратце те основные положения, которые должны лечь в ос¬
нову разработки конструктивных решений по каждой из этих групп.
§ 60. Основные принципы конструктивных решений3791.	При проектировании обычных одноэтажных промышленных и сель¬
скохозяйственных зданий в железобетоне должны по возможности при¬
меняться сборные конструкции и только в исключительных
случаях монолитные.При выполнении конструкций в сборном железобетоне прежде всего
должна быть обеспечена общая пространственная жест¬
кость и устойчивость здания как в процессе возведения,
так и в процессе эксплуатации. Жесткость и устойчивость сооружения,
собранного из готовых железобетонных элементов, достигается главным
образом устройством жестких узлов и стыков, воспринимающих изгибаю¬
щие моменты и лишь в редких случаях — устройством дополнительных
связей. Последние могут потребоваться, например, при устройстве по¬
крытий по прогонам, а также при шаге ферм (балок) 12 м. В местах обра¬
зования узлов и стыков соединение арматуры и закладных частей осу¬
ществляется обычно дуговой электросваркой.Основу одноэтажного здания составляют сборные рамы,
стойки которых жестко заделаны в фундаменты, а ригели шарнирно свя¬
заны со стойками. В некоторых случаях могут быть применены и рамы
с жесткими узлами, которые при значительных пролетах могут выпол¬
няться составными.Проектируя сборные конструкции, необходимо в отношении размеров
и формы элементов учитывать технологию их изготовления
на заводе или полигоне, способ транспортирования и пр.Выгодно, где возможно, применять укрупненные эле¬
менты, доводя их вес до предельного допускаемого грузоподъемностью
наличных монтажных механизмов.В случае если завод может выпускать элементы с весом, значительно
более низким, чем предельный, следует предусмотреть укрупнительную
сборку на месте.При проектировании одноэтажных промышленных зданий рекомен¬
дуется широко применять предварительно напряженные конструкции —
ригели (балки, фермы), подкрановые балки, обвязочные балки и др.
Применение этих конструкций позволяет увеличить шаг колонн до 12 м
(вместо 6 ж), что должно приводить к более экономному использованию
производственных площадей, а также к укрупнению элементов и уменьше¬
нию числа монтажных единиц.Одноэтажные промышленные здания для некоторых производств вы¬
годно выполнять с монолитными покрытиями в виде цилиндриче¬
ских оболочек или оболочек двоякой кривизны.
Это оправдывается при наличии металлических передвижных подмостей
и значительных размерах перекрываемых площадей.Одноэтажные промышленные здания с применением железобетона
редко имеют пролеты более 30 м<Однако в гражданском строительстве встречаются сооружения (кры¬
тые рынки, выставочные здания, крытые стадионы и пр.), в которых пере¬
крываемые пролеты превышают 30 м и достигают 100. м и больше. В этих
случаях могут быть запроектированы большепролетные же¬
лезобетонные покрытия с применением тонкостенных и предва¬
рительно напряженных элементов, причем они могут бйть выполнены
сборными, сборно-монолитными и монолитными. В последнем случае все
покрытие может быть выполнено (с целью экономии на сооружении лесов)
на земле, а затем поднято и установлено на стойки при помощи системы
домкратов. N	.При проектировании большепролетных сооружений первостепенное
значение имеет применение предварительного напряжения (например,
380 Глава XII. Общие принципы проектирования железобетонных конструкцийв бортовых элементах цилиндрических оболочек, затяжках диафрагм
оболочек двоякой кривизны и пр.). Можно спроектировать и плоское
балочное покрытие, применив большепролетные предварительно напря¬
женные балки полого или двутаврового сечения пролетом 50 ж и больше.
Эти бал^и могут быть выполнены монолитными или сборными — с изго¬
товлением на земле и подъемом наверх при помощи монтажных лестниц
и домкратов.2.	Многоэтажные здания как в промышленном, так и в жилищно¬
гражданском строительстве, могут быть запроектированы полностью
каркасной конструкции или с внутренним каркасом и наружными несу¬
щими стенами. В жилых домах допускается внутренняя продольная стена;
в этом случае из железобетона выполняются в основном перекрытия.В каркасных зданиях все несущие части, осуществляемые из железо¬
бетона, обычно представляют собой комбинацию из вертикальных и гори¬
зонтальных элементов, которые должны быть жестко связаны между собой.При проектировании многоэтажного каркаса также надо отдавать
предпочтение сборному железобетону, так как это ведет
к наиболее полной индустриализации строительства. Для большинства
промышленных сборных многоэтажных зданий установлена сетка колонн
6x6 м. Элементы каркаса — колонны, балки, панели и пр. — должны
быть унифицированы и достаточно просты в изготовлении.Важнейшее положение о превращении с б о р н о г о кар¬
каса в монолитный остается в силе и здесь. Путем сопряжения
отдельных сборных элементов можно получить каркас, обладающий до¬
статочной пространственной жесткостью и устойчивостью. Это дости¬
гается опять же применением сварных узлов и стыков, для чего при проек¬
тировании элементов предусматриваются в определенных местах заклад¬
ные части, закрепленные в бетоне специальными анкерами или путем при¬
варки их к арматурному каркасу. Монолитность, достигаемая надежным
сопряжением элементов, обеспечивает ряд преимуществ, в первую очередь
жесткость и неразрезность; отсюда и некоторая экономия материалов.В соответствии с характером получаемой схемы конструкции и должен
производиться ее расчет.Надо заметить, что в основу конструктивного решения многоэтажных
зданий нередко кладется так называемая связевая система. В этом случае
при расчете принимается, что железобетонные стойки и ригели восприни¬
мают только вертикальные нагрузки от междуэтажных перекрытий, пере¬
городок и крыши. Ветровые же и другие Горизонтально действующие
нагрузки воспринимаются системой жестких связей. Горизонтальными
связями (диафрагмами жесткости) служат междуэтажные перекрытия,
а вертикальными связями — стены лестничных клеток и межквартирные
перегородки, в конструкции которых должны быть учтены соответствую¬
щие этой цели требования; в исключительных случаях делаются специаль¬
ные вертикальные диафрагмы жесткости.Перекрытия промышленных, гражданских и жилых много¬
этажных зданий должны выполняться сборными или сборно¬
монолитными железобетонными, должны обладать достаточной
степенью монолитности и способностью работать, как горизонталь¬
ные диафрагмы здания. Покрытия могут быть плоскими
железобетонными; в зданиях с чердаком конструкции крыши могут
быть также железобетонными или деревянными; последние постепен¬
но вытесняются легки ми . железобет он ными — типа
скорлуп.При проектировании многоэтажных зданий также должен быть ис¬
пользован принцип укрупнения элементов с доведением их веса
§ 61. Температурно-усадочные и осадочные швы (деформационные швы) 381до предельного допускаемого монтажными механизмами; особенно это
касается перекрытий, панели которых должны быть доведены до предель¬
ных размеров (на комнату).В жилищно-гражданском строительстве необходимо в широких
размерах применять железобетонные конструкции из легкого
ячеистого бетона не только для облегчения конструкций, но и
для снижения звуко- и теплопроводности конструкций.Такие же конструкции в виде крупноразмерных плит должны найти
значительное применение и в промышленных зданиях для покрытий и
стенового заполнения.Что касается применения монолитного железобетона
с арматурой в виде несущих сварных каркасов, то он может быть исполь¬
зован в конструкциях с малой повторяемостью элементов и в особенно
тяжелых конструкциях зданий или сооружений.Однако существует тенденция и для подобных зданий переходить
на сборные конструкции из тяжелых элементов весом 40 m и более. Приме¬
ром этого может служить здание Кировской ТЭЦ в Ленинграде; подобные
примеры имеются и в зарубежной практике (Венгрия и др.).3.	Обращаясь к третьей группе, можно заметить, что ряд специальных
сооружений, такие, как резервуары, силосы, бункеры, заводские дымовые
трубы и др., в основном выполняются в монолитном железобетоне с исполь¬
зованием скользящей, переставной и других инвентарных видов опалубки,
обеспечивающих возможность индустриального выполнения некоторых
из этих сооружений.Однако и здесь наблюдается тенденция к применению сборного желе¬
зобетона. Так, известны примеры устройства стенок и покрытий предва¬
рительно напряженных резервуаров из сборных крупноразмерных плит-
панелей; в практике имеются случаи сооружения сборных бункеров, си-
лосов и др.Как следует из сказанного, для всех трех групп сооружений нашли
целесообразное применение сборные железобетонные конструкции, осо¬
бенно в одноэтажных и многоэтажных зданиях. При этом важнейшим
принципом конструирования, как уже было сказано, следует считать об¬
разование из сборных элементов сооружения, обладающего в достаточной
степени монолитностью и необходимой пространственной жесткостью.Необходима дальнейшая научно-исследовательская работа по усовер¬
шенствованию и облегчению сборных элементов, их стыков и узлов. Необ¬
ходима также разработка целесообразных решений сборно-монолитных
конструкций, которые в соответствующих случаях придают н е-
разрезность сооружению и большую монолитность при существен?
ной экономии металла.Необходима также дальнейшая индустриализация и монолитного
железобетона, выгодного для ряда сооружений, особенно с применением
тонкостенных конструкций (оболочек).§ 61. ТЕМПЕРАТУРНО-УСАДОЧНЫЕ И ОСАДОЧНЫЕ ШВЫ
(ДЕФОРМАЦИОННЫЕ ШВЫ)При возведении железобетонных сооружений значительной протя¬
жённости необходимо принимать меры против появления опасных напря¬
жений вследствие усадки и температурных изменений, а в некоторых слу^
чаях и вследствие' неравномерной осадки фундаментов, основанных на
различных грунтах; пренебрежение соответствующими мерами может
повести к появлению трещин и разрывов и к расстройству в частях соору¬
жения.
382 Глава XII. Общие принципы проектирования железобетонных конструкцийКак известно, при изменении температуры*отдельные части сооруже¬
ния укорачиваются или удлиняются, а от действия усадки — только уко¬
рачиваются; при различной осадке смещение частей происходит в верти¬
кальном направлении.В каркасных зданиях элементы, расположенные в продольном на¬
правлении (подкрановые балки, обвязки и др.), получают нарастающие
деформации от температуры и усадки, что может привести к разрыву кон¬
струкции. Эти же деформации вызывают изгиб колонн и появление в них
дополнительных напряжений, которые пропорциональны жесткости ко¬
лонн (стоек).В обыкновенных железобетонных сооружениях температурные изме¬
нения и усадка при расчете не принимаются во внимание, но сооружение
разделяется на отдельные части швами, которые называются температур¬
но-усадочными или деформационными.Эти швы при монолитном железобетоне одновременно являются удоб¬
ными местами для перерыва работ на более или менее продолжитель¬
ное время.Согласно СНиП и НиТУ 123-55, расстояния между температурно¬
усадочными швами не должны превышать величин, указанных в табл. 25.Таблица 25Расстояние между температурно-усадочными швами в железобетонных
конструкциях в мНаименование сооруженийВнутри здания
или в грунтеВ открытых со¬
оружениях и их
элементахЖелезобетонные монолитные каркасные
лого бетона	из тяже-5030То же, сборные			6040Монолитные сплошные сооружения из
бетона 	тяжелого4025То же, из легкого бетона	Каркасные смешанные с деревянными или
ческими покрытиями		3020металли-6040Расстояние между температурно-усадочными швами разрешается
увеличивать при соответствующем обосновании и проверке конструкции
расчетом, т. е. с определением возникающих в ней дополнительных уси¬
лий от температуры и усадки.Действительное расстояние между швами должно быть кратным шагу
колонн, но не выше указанных пределов.Ширина швов зависит от размеров частей сооружения, его назначения
и от возможных колебаний температуры. При возведении сооружения
в условиях средней температуры и нормальной его работе в дальнейшем
отдельные части сооружения можно разделять швами шириной всего0,5 см; они могут даже соприкасаться вплотную, так как вследствие
усадки бетона швы сами раскроются и образуют зазор, достаточный для
удлинения частей при повышении температуры. Если же сооружение
возводится при сравнительно низкой температуре, желательно ширину
шва делать соответственно больше. Обычная ширина шва — 1—2 см;
в швы при их устройстве закладывают прокладки из картона, толя, рубе¬
роида, сложенного в несколько раз.Температурно-усадочные швы должны разделять сооружение по всей
высоте (до фундамента), чтобы была обеспечена свободная и беспрепят¬
ственная деформация разделенных, частей. Нередко на практике делают
серьезную ошибку, когда проводят шов через перекрытие и внутренние
§ 61. Температурно-усадочные и осадочные швы (деформационные швы) 383колонны и в то же время не проводят его через наружные и внут¬
ренние стены. В результате такой ошибки обычно происходит разрыв
кладки.При простом плане сооружения — в виде прямоугольника — его
обычно разделяют швами на равные части. При сложных планах с при¬
стройками некоторые швы удобно располагать во входящих углах
(рис. XII. 1); при разной этаж¬
ности — в сопряжении более
низкой части с более высокой.Швы разделяют здание не
только по длине, но и по ши¬
рине, если последняя превос¬
ходит величины, указанные в
табл. 25.Части здания, основанные
на различных по качеству грун¬
тах или сильно отличающиеся
по высоте или нагрузкам,
должны быть разделены осадоч¬
ными швами, причем в этих
случаях швы обязательно
должны быть проведены и через
фундаменты. Осадочные швы
также необходимы при примы¬
кании нового здания к старому.В сейсмических районах оса¬
дочные швы обычно исполь¬
зуются и как антисейсми:
ческие.Температур но-усадочные швы могут быть образованы различными
способами. Здесь укажем только основные решения.Шов может быть образован установкой сдвоенных колонн, причем
получаются не только парные колонны, но и парные балки (рис. XII. 2,а),что иногда представляет не¬
которые неудобства в архи¬
тектурном отношении. Такой
шов. доводится только до
фундамента, разделение ко-i
торого по конструктивным
соображениям нежелательно.Шов с парными стой-;
ками является самым пра-;
вильным и ясным; он хорош
тем, что здесь нет скольжё-!
ния или трения одной бе-;
тонной части по другой.
Однако устройство его обхо-:
дится дороже других, так как
добавляются лишние стойки и балки. Этот шов рекомендуется применять
в каркасных промышленных зданиях, особенно при тяжелых или динами¬
ческих нагрузках. 'При опирании перекрытия (балок) на кирпичные стены шов устраи¬
вается со скользящей опорой, выполненной с применением металлического
листа (рис. XII. 2, 6) или железобетонной подушки, покрытой листом
стали, натертым графитом.а) _. |«|1Ю -ч,1смгг—1 Толь^'Толь (Металлический лист6J12_ЕГИ Ш [гРис. XII. 2. Основные типы швов
384 Г лава XII. Общие принципы проектирования оюелезобетонных • конструкцийЭти конструкции швов (двойные колонны, скользящие опоры) при¬
меняются как в монолитных, так и в сборных конструкциях.В монолитном железобетоне нередко швы устраивают путем свобод¬
ного опирания конца балки одной части здания на консоль, образованнуюпродолжением балки другой частиПри швах, образованных консолями, необходимо тщательнее выпол¬
нять соприкасающиеся части, так как в противном случае вследствие тре¬
ния может, быть повреждена как консоль, так и лежащая над ней часть
балки (рис. XII. 3); особенно опасен обратный уклон опорной поверхности.Осадочные швы могут быть образованы применением парных колонн,
опирающихся на независимые фундаменты, или устройством в промежуткемежду 'двумя частями зда¬
ния (с самостоятельными
.фундаментами) свободно опер¬
тых плит-вкладыщей или ба¬
лочных конструкций (рис.XII.	4); последнее решение
чаще всего применяется при
сборных конструкциях. При
таком устройстве неодина¬
ковая осадка фундаментов не
будет иметь вредных послед¬
ствий для здания.При конструировании швов с консолями необходимо учитывать вы¬
сокие скалывающие напряжения, появляющиеся в консолях, и соответ¬
ствующим образом армировать их против возможного образования тре¬
щин (рис. XII. 5). В этом случае необходима проверка на изгиб по косому
сечению. При продольной арматуре из круглой гладкой стали по длине
консоли следует располагать не менее двух приваренных поперечных
стержней.	.Ниже, при рассмотрении разных железобетонных конструкций и
сооружений, будут описаны и соответствующие конструкции темпера¬
турно-усадочных швов.*150£W\d X30d	1J" ТРис. XII. 5. Армирование балки у шва (сварными
каркасами)
ГЛАВА XIIIПЛОСКИЕ ПЕРЕКРЫТИЯ —МОНОЛИТНЫЕ, СБОРНЫЕ
И СБОРНО-МОНОЛИТНЫЕ§ 62. КЛАССИФИКАЦИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПЕРЕКРЫТИЙЖелезобетонные перекрытия являются основным видом перекрытий
в промышленных и общественных зданиях различного назначения, а в по¬
следние годы и в жилых домах, для которых важны такие достоинства же¬
лезобетона, как огнестойкость, долговечность, жесткость и гигиеничность.
В жилых и общественных зданиях, кроме того, железобетонные перекры¬
тия должны обладать достаточной звукоизолирующей способностью, что
требует принятия дополнительных мер.Железобетонные перекрытия могут быть монолитные, сборные и
сборно-монолитные.I.	Монолитные перекрытия бывают четырех основных
видов:1)	ребристые с балочными плитами;2)	ребристые с плитами, опертыми по контуру (кессонные);3)	безбалочные;4)	часторебристые.II.	Сборные перекрытия бывают следующих основных
видов:1)	настилы из плитных или балочных элементов;2)	балочно-блочные перекрытия из балок с заполнением между
ними плитами или блоками из легкого материала (сборные частореб¬
ристые);3)	панельные перекрытия из крупноразмерных плит—многопустот¬
ных, ребристых, шатровых и сплошных (из ячеистого или легкого бетона).Для производственных зданий (под тяжелые нагрузки) могут приме¬
няться сборные, железобетонные перекрытия двух типов: 1) балочные и
2) безбалочные.III.	К сборно-монолитн ы м перекрытиям можно
отнести:1)	перекрытия над подвальными помещениями из часторебри¬
стых панелей, работающих совместно с монолитным бетоном;2)	часторебристые перекрытия разных видов;3)	перекрытия, армированные предварительно напряженными
элементами (стержнями).Балочные (ребристые) и безбалочные перекрытия — сборные и моно¬
литные — применяются в производственных зданиях и иногда над подва¬
лами общественных и жилых зданий. Остальные виды перекрытий находят
применение преимущественно в гражданских и жилых зданиях, но неко¬
торые из них также и в зданиях промышленного характера.Основное преимущество сборных перекрытий — их индустриальность;
их можно выполнять значительно быстрее, чем монолитные. Монолитные
перекрытия отличаются большей приспособляемостью к разным уело-
386 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныевиям — плану помещения, нагрузкам, пролетам и пр.; кроме того, они
предпочтительны при больших динамических нагрузках.Выбор перекрытия в каждом отдельном случае зависит главным об¬
разом от назначения здания, местных условий, наличия материалов
и производственной базы, а также сроков выполнения.А. МОНОЛИТНЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ§ 63. РЕБРИСТЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ С БАЛОЧНЫМИ ПЛИТАМИ1.	Составные части перекрытияО	сущности ребристой конструкции было сказано выше (см. § 5).
Эти конструкции широко распространены в железобетонном строитель¬
стве как для устройства перекрытий и покрытий, так и для мостов, под¬
порных стен, резервуаров и пр.UL|=_,i 3£у////)/////////////,4Рис. XIII. 1. План в разрезы ребристого перекрытия (размеры, в см)Ребристое перекрытие состоит из балок, идущих по одному или Двум
направлениям, и плиты, соединенной с балками в одно монолитное целое.
На рис. XIII. 1 приведены план и разрезы ребристого перекрытия с бал¬
ками, идущими по двум направлениям.Главные балки (прогоны) располагаются по одному из двух направле¬
ний и опираются обычно на промежуточные опоры — колонны. Пролеты
их чаще всего бывают в пределах 5—8 м.Перпендикулярно к главным балкам располагаются второстепенные
балки (ребра). Расстояние между этими балками принимается в пределах
от 1 до 4 м\ наиболее употребительны 1,75—2,5 м. Пролеты второстепен¬
ных балок бывают от 4 до 10 м; чаще всего 5—7 м.Толщина плиты по экономическим соображениям принимается воз¬
можно меньшей, но не менее 7—8 см (§ 12* п. 1). Однако пролет плита
(расстояние между балками), кроме экономических соображений, обуслов¬
'§ 63. Ребристые перекрытия с балочными плитами387ливается нередко еще технологическими или- архитектурными требо¬
ваниями.В плане балки могут быть расположены различно в зависимости от
очертания и размеров помещений, расстановки колонн, нагрузки и спе¬
циальных требований.При небольших помещениях балки могут располагаться по одному
направлению (рис. XIII. 2, а). При значительных размерах помещений
(фабрики, склады и пр.) перекрытия опираются на один, два (реже три и
более) ряда колонн, причем главные балки могут идти параллельно про¬
дольным стенам (рис. XIII. 2, бив) или перпендикулярно к ним
(рис. XIII. 2, г и д).Первое решение, когда второстепенные балки располагаются поперек
продольных стен, выгодно в смысле лучшей освещенности потолка, чтоРис. XIII. 2. Схемы ребристых перекрытийотражается и на освещенности всего помещения. Второе решение целе¬
сообразно при больших оконных проемах, верх которых в этом случае
может подходить почти под самую плиту; при этом главные балки распо¬
лагаются против простенков. •При неправильном очертании плана здания следует как сечения
балок, так и расстояния между * ними принимать одинаковыми
(рис. XIII. 2, ё), снабжая, конечно, балки меньших пролетов более слабой
арматурой; в некоторых случаях возможно более частое расположение
балок, имеющих большие пролеты.Схема расположения колонн в плане, которая в первую очередь об¬
условливается требованиями технологического процесса, имеет большое
экономическое значение: частое расположение колонн приводит к необ¬
ходимости применять балки небольших сечений; редкое,— наоборот. Ма¬
лые расстояния между балками приводят к назначению более тонкой
плиты и меньшей высоты балок; наоборот, большие расстояния между бал¬
ками г- более толстой плиты и высоких балок. Выгоднее брать такое рас¬
стояние между, балками, чтобы толщина плиты получалась минимальной
или была близка к ней, так как каждый сантиметр толщины плиты су¬
щественно увеличивает общую кубатуру железобетона. В то же время
не следует принимать такие расстояния между второстепенными балками,
при которых толщина плиты по расчету получается меньше допустимой
(7—8 см).
388 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитные2.	Конструирование ребристых перекрытий,
армированных отдельными стержнямиа)	Неразрезные плиты перекрытияОсновные данные об армировании балочных плит отдельными стерж¬
нями были приведены в § 12, п. 1 «а». Такое армирование плит приме¬
няется, как было отмечено, в исключительных случаях — при отсутствии
сварных сеток, а также при большом числе отверстий в плитах (когда
сетки дают мало преимуществ), в плитах сложной конфигурации и пр.б)	Неразрезные балки — второстепенные и главныеСечение балки, определяемое по максимальному пролетному моменту,
берется обычно одинаковым во всех пролетах.В качестве рабочей арматуры может применяться круглая сталь
(Ст. О и Ст. 3), но предпочтительна горячекатаная периодического про¬
филя (Ст. 5) и иногда холодносплющенная, а в некоторых случаях и. сталь
марки 25Г2С; для монтажной арматуры следует применять Ст. 0.Горячекатаная арматура периодического профиля может приме¬
няться также и совместно с гладкой, причем для каждого вида арматуры
принимаются установленные для него нормами прочностные характери¬
стики.При арматуре периодического профиля бетон для ребристого пере¬
крытия должен приниматься марки не ниже 150, а при стали марки
25Г2С — не ниже 200.Сечение .продольной арматуры, укладываемой в пролетах понизу,
определяется пр максимальным положительным моментам, а над опо¬
рами — по расчетным отрицательным моментам.Иногда при значительных временных нагрузках в балке возникают'
отрицательные моменты и в пролетах; для восприятия таких моментов
поверху укладывают продольную арматуру.Указания относительно диаметра стержней, размещения их в по¬
перечном сечении, расстояний между стержнями в свету и толщины за¬
щитного слоя были даны выше (см. § 13, п. 1 «а»).Расположение рабочей арматуры в неразрез/ых второстепенных и
главных балках (без вутов и с вутами) приведено на рис. XIII. 3. Во всех
случаях не менее двух нижних прямых стержней должно быть доведено
до опор.Из расчета наклонных сечений определяется необходимая площадь
сечения отогнутых стержней и хомутов. ' <При назначении расстояний между хомутами следует придерживаться
указаний §13, п. 1 «а»; при распределении отгибов — указаний главы *V.Нередко для восприятия отрицательных моментов над опорой, когда
горизонтальных участков отогнутых стержней недостаточно, укладывают
еще дополнительные прямые стержни. Последние следует укладывать
у краев сечения балки, чтобы с ними связать монтажные стержни.При избытке верхней арматуры над промежуточными опорами бли¬
жайшие к середине пролета отогнутые стержни обрывают.При недостатке отгибов устанавливают так называемые утки, с за¬
креплением обоих их концов в сжатой зоне (рис. XIII. 3 и XIII. 4, а).
Применение отдельных стержней, имеющих хотя бы один конец в растя¬
нутой зоне («плавающие» стержни), не допускается ввиду ненадежности
их работы (рис. XIII. 4, б).Свободные концы отогнутых стержней из круглой стали снабжают
полукруглыми крюками и, как правило, закрепляют в сжатой зоне бетона.
В отдельных случаях, когда отогнутые стержни кончаются в растянутой
§ 63. Ребристые перекрытия с балочными плитами389
390 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныезоне бетона, они' снабжаются прямым (горизонтальным) участком дли¬
ной 20dy считая до касательной к крюку (рис. XIII. 5, о). Такой же
прямой участок отогнутых стержней в сжатой зоне бетона должен иметь
длину 10d (рис. XIII. 5, б). В высоких балках (А > 1 м) отогнутые
стержни могут не иметь прямого участка, но на концах должны иметь
крюки (рис. XIII. 5, в).Для стержней из горячекатаной стали периодического ^профиля
эти прямые участки (без крюков) принимаются: в растянутой зоне 20dпри бетоне марки 150 и 15d
при бетоне марки 200 и выше,
•а в сжатой — не менее 15d
при бетоне марки 150 й 10d
при бетоне марки 200 и выше.Нередко в главных бал¬
ках в местах изменения знака
поперечной силы ближай¬
шие к второстепенной балке
отгибы могут быть образованы
одним дополнительным стержнем — «подвеской» (рис. XIII. 3, б и в).Отгиб стержней производится обычно под углом 45°, что соответ¬
ствует примерно направлению главных растягивающих напряжений.
В высоких балках (А > 80 см) допускается более крутой наклон отги¬
бов 60° (2 :1)._ Надо, отметить, что при расчете по предельным состояниям благодаря
правильному учету работы сжатого бетона необходимость в устройстве
вутов может быть; вызвана поперечными силами, а не изгибающими мо¬
ментами.Обычно у нас второсте¬
пенные балки и почти всегда
и главные балки выполняют¬
ся без вутов.В случае устройства
вутов длина их, считая от
оси опоры, принимается не •
менее V10 пролета (V*—V8/),
а по высоте — не более 0,4
уклон вутов должен быть не
круче 1:3.Для лучшей связи вутов с балками и колоннами в нижней сжатой
зоне укладывают особые стержни, которые в то же зремя являются мон¬
тажными стержнями для поддержания хомутов снизу; при осадке опор'
эта арматура может работать на'растяжение.. Число таких стержней
зависит от числа ветвей хомутов и при ширине балки 20—25 см обычно
равно двум (рис. XIII. 3, в).В балках без вутов при ограниченной высоте на опорах требуется
сжатая арматура, которая получается перепуском за опору нижних пря¬
мых стержней из пролета на длину не менее установленной для стыков
сжатых стержней внахлестку, без сварки (см. гл. I, § 2, п. 6).Когда сжатая арматура. не нужна, нижняя продольная арматура
балок заводится за грань опоры не менее чем на \Ы без крюков при арми¬
ровании стержнями периодического профиля и с крюками при гладких
стержнях.В г- ребристом перекрытии со второстепенными и главными балками
рабочая арматура плиты проходит параллельно главным балкам. Для
восприятия растягивающих напряжений, возникающих в местах примЫтРис. XIII. 4. Отдельные наклонные стержни
а — .утка*; б — .плавающий* стерженьРис. XIII. 5. Концы отогнутых стержней
§ 63. Ребристые перекрытия с балочными плитами391кания плиты к прогону, НиТУ 123.-55 предписывают укладывать вверху,
перпендикулярно оси прогона, дополнительную арматуру в количестве
не менее 8 0 6 на 1 пог. м и не менее V3 сечения рабочей арматуры плиты
(рис. XIII. 6). Эта арматура должна заходить в плиту в каждую сторону
от грани прогона на длину не ме¬
нее V.4 расчетного пролета плиты.Так же как и в балках прямо¬
угольного сечения, в тавровых бал¬
ках всегда ставятся хомуты.Монтажные стержни диаметром
от 10 до 14 мм могут быть сквоз¬
ными, но обыкновенно над опорами
имеются прямые рабочие стержни
или горизонтальные участки край¬
них отогнутых стержней,- и тогда
монтажные стержци укладываются,
только в пролете (рис. XIII. 3).Монтажные стержни второсте-
/пенных балок служат также для
удержания на требуемой высоте ото¬
гнутых стержней плиты, а в прого¬
нах — дополнительной арматуры
плиты (рис. XIII. 6).
j Монтажные стержни . в случае
необходимости могут быть введены
в расчет и как сжатая арматура, при¬
чем в этом случае они могут потребо¬
ваться и большего сечения (по рас¬
чету).Имея в виду не учитываемые рас¬
четом напряжения от кручения ба¬
лок, а также усадочные и темпера¬
турные напряжения, необходимо при
высоте балок более 80 см ставить у
боковых граней балок через каждые40—50 см (по высоте) конструктивную продольную арматуру диамет¬
ром-не менее 10 мм (рис. XIII. 6). Кроме того, эти стержни придают
большую жесткость всему арматурному каркасу.При опирании перекрытий на стены в кладку заводятся и балки и
плита в промежутках между балками; плита заходит в кладку наРис. XIII. 6. Дополнительные и монтаж¬
ные стержни1 — главная балка; 2 — второстепенная баяка;
8 — монтажные стержни; 4 — дополнительные
стержни12 см у второстепенная балка на 25 см и главная балка на 38 см. В неко¬
торых случаях (при тяжелых балках) балка и плита заканчиваются
опорным прогоном (бортовой балкой), который нередко служит и пере¬
мычкой над^ проемами.Рис. XIII. 7. Армирование крайней опоры балки
392 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеВ первом случае для восприятия возможного отрицательного момента
(защемления) в балках обычно достаточно монтажной арматуры, которая
должна быть заведена за грань стены на 30d.Во втором случае для восприятия отрицательного момента от упру¬
гого защемления на опоре достаточно около V4 расчетного сечения арма¬
туры в пролете; арматура должна быть заведена за грань опорного про¬
гона на 30d (рис. XIII. 7) при бетоне марки 150 и не менее чем на 25d
при бетоне марки 200 и выше; при гладкой арматуре необходимы
крюки на концах стержней. Прямые стержни, укладываемые над край¬
ней опорой, должны заходить за грань прогона не менее чем на Ve пролета
в свету.3.	Конструирование ребристых перекрытий, армированных сварнымисетками и каркасамиОбычная вязаная арматура из отдельных круглых стержней не отве¬
чает современным требованиям индустриализации и скоростного строитель¬
ства. Одним из эффективных средств для ускорения железобетонных
(арматурных) работ является применение арматуры в виде сварных сеток
и сварных каркасов.Основные данные о сварных сетках и сварных каркасах, а также об
их преимуществах по сравнению с обычным армированием были приведены
выше (см. § 2, п. 4).Важнейшим преимуществом сварной арматуры в конструктивном
отношении является прочное заанкеривание ее в бетоне, позволяющее
использовать повышенные механические свойства гладкой круглой арма¬
туры и отказаться от крюков на концах стержней; кроме того, возникает
возможность обрыва части каркасов в пролете.Проведенные в ЦНИПСе (с 1945 г.) исследовательские работы по.
испытанию конструкций со сварной арматурой, изготовляемой при помощи
точечной электросварки, дали возможность значительно расширить
область применения этих конструкций.В ребристом перекрытии целесообразно плиту армировать сварными
сетками, а балки — второстепенные и главные — сварными каркасами
и сетками.а)	Неразрезные плиты перекрытияДля балочных плит перекрытий может применяться непрерывное
или раздельное армирование.Непрерывное армирование многопролетных плит при¬
меняется* при диаметре рабочих стержней 5,5 мм и менее. В этом случае
рулон сетки с продольным расположением рабочих стержней раскаты¬
вают по опалубке поперек балок (рис. XIII, 8, а). При этом на опорах
сетку кладут на верхнюю арматуру каркасов балок, а в пролете крепят
загнутыми гвоздями к опалубке с оставлением необходимых зазоров
на толщину защитного слоя, образуемого при помощи подкладок, изго^
товленных из цементного раствора. Нижний перегиб сетки делается на
расстоянии V4 пролета от оси опоры.В крайних пролетах в соответствии с расчетом можно укладывать
дополнительную сетку, которую заводят за первую промежуточную опору
на V4 пролета плиты (рис. XIII. 8, б). Вместо дополнительной сетки
допускается укладка отдельных стержней с прямыми крюками на концах;
эти стержни привязываются к основной сетке.Раздельное армирование балочных плит применяется при
диаметре рабочей арматуры 6 мм и более. При этом рулон сетки с попереч:
§ 63. Ребристые перекрытия с балочными плитами393ным расположением рабочих стержней раскатывается вдоль балки — по
низу плиты в пролетах и поверху — над опорами (рис. XIII. 9, а). Вместо
рулонной сетки в этом случае’могут быть применены и отдельные плоские
сетки..В соответствии с расчетными моментами в крайних пролетах и над
первой промежуточной опорой укладывают более мощные сетки. Ширинурулона сетки и плоских сеток для пролетных полос необходимо подби^
рать, сообразуясь с пролетами плиты; для надопорных полос ширина ру¬
лона и плоских сеток берется равной около У2 пролета плиты.Стыкование сеток в обоих направлениях (и каркасов) производится,
согласно рис. I. 25, I, 26 и 1.27.Рис. XIII. 9. Раздельное армирование плиты сварными сетками (<i>6 мм)а — с одной сеткой над опорой; 6 — с двумя сетками над опоройВ плитах значительных пролетов (толщиной более 9—10 см) в целях
экономии металла надопорная арматура может составляться из двух
сеток (с перепуском) каждая шириной около 0,4/ (рис.. XIII. 9, б).В случае применения узких сеток (шириной 1 м) рабочей арматурой
служат продольные стержни, причем в пролете сетки стыкуются в нерабо¬Рис. XIII. 8. Непрерывное армирование плиты рулонными сетками (d < 5,5 мм)а — одной сеткой; б— с дополнительной сеткой в первом пролете
394 Глава XIII. Плоские перекрытия.— монолитные, сборные и сборно-монолитныечем направлении внахлестку, а надопорные сетки — без нахлестки
(рис. XIII. 9).При монолитной связи крайнего пролета плиты с бортовой балкой
над последней укладывается конструктивная сетка на ширину 0,15/
(рис. XIII. 9, а). Заметим, что для плит сетки с шагом менее 100 мм
допустимы только для нижней арматуры; для надопорных сеток шаг
в обоих направлениях должен быть не менееЛ ОО мм.Устраиваемые в плитах отверстия (для труб, вентиляционных шахт
и т. п.) должны быть армированы по периметру с приваркой стержней,
без увеличения толщины плиты’. Сечение окаймляющей арматуры должно
быть не менее Суммарной площади сечения стержней, прерываемых от¬
верстием.б)	Неразрезные балки — второстепенные и главныеВторостепенные балки в пролете армируются плоскими
каркасами (соединяемыми, перед установкой в пространственные), которые
доводятся дб"граней главных балок (рис. XIII. 10, а). Над опорами балкирекомендуется армировать рулонными сетками с поперечным располо¬
жением рабочих стержней, раскатывая такие сетки над главными балками,
или плоскими сетками, располагая их равномерно по всей длине над
главными балками. В случае применения узких сеток их можно уклады¬
вать впритык, без нахлестки в нерабочем направлении. При применении
широких сеток распределительная арматура их может учитываться в ка¬
честве рабочей надопорной арматуры плиты. При значительных пролетах
балок в целях экономии металла надопорная арматура может быть обра¬
зована двумя сетками, частично перекрывающими одна другую (рис. XIII.
10, а). .Целесообразность устройства йадопорной арматуры балок в виде
широких сеток, впервые предложенных М. С. Боришанским и А. С. Ще-
потьевым, была экспериментально проверена в ЦНИПСе в 1945 г.: все
стержни надопорных сеток в стадии разрушения работали с напряжением,
равным их пределу текучести, чем и объяснялась высокая несущая спо:
собность опытного перекрытия.Рис. XIII. 10. Армирование второстепенной балки плоскими сварными кар¬
касами в пролетах и сварными сетками на опорах
а — боковой, вид; б — сечение по опорной арматуре; в — корытообразная сетка на опоре
§ 63. Ребристые перекрытия с балочными плитами395За расчетную площадь сечения этой арматуры принимается суммар¬
ная площадь всех рабочих стержней сеток, расположенных между осями
соседних панелей плит; для крайних балок расчетная площадь стержней
сеток относится к половине крайней панели плиты.В местах расположения колонн надопорные сетки прерываются
и взамен их вблизи колонны укладываются дополнительные стержни
(рис. XIII. 10, б) с площадью, равной площади рабочих стержней надопор-
ной сетки, приходящихся на ширину колонны. Вместо укладки отдельныхРис. XIII. И. Армирование второстепенной балки сварными каркасами в пролетах и наопорахстержней допускается также укладка по сторонам колонн отрезков сетки
с необходимой площадью рабочих стержней.Над крайней опорой второстепенные балки армируют конструктив¬
ными сетками.	•На уровне рабочей арматуры каркасов второстепенных -балок сквозь
главную балку пропускают стыковые стержни диаметром, d > 1Ud1
(но не менее 10 мм), где dx — диаметр рабочих стержней арматуры второ¬
степенных балок; количество стыковых стержней должно быть не менее
числа каркасов, доводимых до опоры.Стыковые стержни из стали периодического профиля привязываются
к рабочим стержням и заводятся во второстепенную балку на 15dx без
крюков, а при 'гладких стержнях (с крюками), кроме того, не менее чем
на один шаг поперечных стержней каркасов плюс 50 мм.
396 Глава. XIII. Плоские перекрытия—монолитные, сборные и сборно-монолитныеЭкспериментальная проверка работы опорных участков балок при
обрыве их каркасов у грани опор, с применением стыковых стержней, дала
положительные результаты. В балках, армированных несколькими
каркасами, рекомендуется в целях экономии металла обрыв части рас¬
тянутых стержней по эпюре изгибающих моментов.В зоне отрицательных моментов при числе каркасов более одного
рекомендуется сжатые стержни каркасов охватывать корытообразной
сеткой (рис. Х1Г1. 10, в). Эти сетки, связывая понизу отдельные плоскиекаркасы, ведут к образованию пространственного каркаса и препятствуют
выпучиванию сжатых стержней. 'Вместо сеток проще устанавливать понизу соединительные стержни,
расположив их" на расстоянии не более 20 диаметров продольных стержней.На рис. XIII. Г1 показана второстепенная балка, армированная над опо-
рами сварными каркасами вместо сеток (Ленинградский Промстройпроект).Г л а в н ы е балки могут быть армированы тоже двумя способами;а)	при армировании надопорными сетками последние располагаются
по обе стороны от колонн на ширине не болте Vs расстояния между глав¬
ными балками; .б)	при армировании пролетными и опорными каркасами (рисг XIII. 12)
в целях экономии металла обычно в крайних пролетах часть пролетных
каркасов не доводят до опор, а обрывают в соответствии с эпюрой момен¬
тов; надопорные каркасы располагают, сдвигая их один относительно
другого.У мест. опирания второстепенных балок ставится дополнительная
поперечная арматура, расчет которой производится по формуле (V. 35).Здесь над опорой сжатые стержни балки также охватываются корыто¬
образной сеткой.	• 'Отметим еще, что в каркасах, изготовляемых с помощью точечной
электросварки, применение отгибов не рекомендуется. В случае устрой¬
ства отгибов радиус закругления должен быть не менее 3d и отогнутыйРис. XIII. 12. Армирование главной балки плоскими каркасами
§ 63. Ребристые перекрытия с балочными плитами397конец должен быть присоединен к продольной арматуре дуговой электро¬
сваркой двумя фланговыми швами длиной no*5d, причем угол наклона
отгиба должен быть не более 60°.Об анкеровке арматуры на крайних опорах см. главу V, § 22, п. 3
(рис. V. И). .При армировании ребристых перекрытий сварными сетками и кар¬
касами необходимо придерживаться такой последовательности: сначала
укладывают в опалубку каркасы главных и второстепенных балок/
затем стыковые стержни, сетки плиты и, наконец, надопорные сетки.4.	Расчет ребристых перекрытийРасчет ребристых перекрытий слагается из расчет^ плиты, второ¬
степенных и главных балок.Еще недавно расчет этих элементов перекрытия производился
как расчет упругих систем. Но этот расчет обычно не соответствует дей¬
ствительной работе конструкции в предельном состоянии. Поэтому
в настоящее время расчет элементов ребристых перекрытий рекомен¬
дуется производить с учетом перераспределения усилий вследствие,
пластических деформаций.Выше, в § 14 главы JV, приведены необходимые данные и формулы
длй расчета б^бчных"плит и балок.(второстепенных) как упругих систем
их учетом пластических деформаций, которые целиком относятся и к рас¬
чету этих элементов в ребристых перекрытиях. Здесь остается привести
только некоторые дополнительные указанйя^пох расчету плит и балок.а) Расчет плитПролет плиты (расстояние между второстепенными балками) зави¬
сит в основном от толщины плиты и нагрузки. При толщине 8 см пролет
плиты ориентировочно можно принимать равным: при полной нагрузке
q = 500 кг/м? I = 2,9 -г- 3,2 м; при q = 750 кг!мг I = 2,3 -н 2,5 М\
при q .== 1000 кг/м2 / = 1,9 -т- 2,1 м и при q = 1500 яг/л*2 / = 1,6 ч-1,8 м.Для определения величины расчетного пролета (в свету) необходимо
предварительно задаться размерами второстепенной балки. Высоту по¬
следней можно принимать от 1/12 до V18/, в зависимости от величины
заданной нагрузки; ширину — от х/2 до г1ъК придерживаясь градаций12,	15, 18, 20, 25, 30 см.б)	Расчет второстепенных балокПри определении расчетного пролета необходимо задаться размерами
главной балки, высоту которой можно принимать в пределах от V8 до V12/,
тоже в зависимости от заданной нагрузки, а ширину от V* до V3 h
обычно от 25 до 40 см.Выбранная высота второстепенной балки проверяется по моменту
у грани второй опоры; по возможности она не должна превосходить пре¬
дельной высоты для сечения с одиночной арматурой. .В результате жесткого ограничения в армировании опорного сечения
при расчете по формуле (IV. 11) нередко получаются относительно тяже¬
лые второстепенные балки постоянного сечения. С целью уменьшения
высоты сечения балки следует над первыми промежуточными опорами
балки учитывать при расчете сжатую арматуру, легко получаемую пере¬
пуском продольных нижних стержней с каждой стороны. Как показали
эксперименты, двойная арматура не повышает опасности хрупкого разру¬
398 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборнофонолитныешения при раскрытий пластического шарнира на опоре, и ограничивающее
условие принимает вид:<ХШ|>Для пролетных сечений такое ограничение не требуется, потому что
в сжатой зоне имеется плита, которая существенно снижает напряжения
в этой зоне.Построение огибающей эпюры моментов с учетом перераспределения
усилий вследствие пластических деформаций производится в соответствии
с указаниями приложения III.в)	Расчет главных балокГлавная балка рассматривается как многопролетная балка, нагру¬
женная сосредоточенными грузами от второстепенных балок.При расчете главной балки как упругой системы определение
моментов и поперечных сил равнопролетных главных балок при различныхзагружениях равными сосредоточен¬
ными грузами, расположенными на
одинаковых расстояниях, можно
производить при помощи таблиц
приложения II.Расчетными моментами в проле¬
тах считаются максимальные поло¬
жительные моменты, а на опорах мо¬
менты у граней колонн, определяе¬
мые по формулеМрасч = Л*оп — Q-T*где Ъ — ширина колонны.Как следуем из этой формулы,
необходимо заране^ задаться близ¬
ким к действительности сечением ко¬
лонны, причем ширина колонны во
всяком случае должна быть че
меньше ширины главной балки*Надо заметить, что главные балки ребристого перекрытия следует
рассчитывать с учетом влияния жесткости колонн, т. е. как ригели рамной
конструкции. Только в случаях, когда отношение погонных жесткостей
стоек к погонным жесткостям ригеля менее V4, можно пренебрегать жест-:
костью колонн и вести расчет ригелей как балок.Что касается построения огибающей эпюры моментов, то достаточно
определить значения .максимальных и минимальных моментов под грут
зами и на опорах.При расчете главных балок с учетом пластических дефор^
ма'ций перераспределение усилий может быть учтено следующим обрат
зом(рис. XIII. 13).Строятся эпюры изгибающих моментов как для- упругой системы 1
при невыгодных случаях загружения,. а затем они преобразовываются
в эпюры 2 перераспределенных усилий путем добавления к каждой из них
эпюры моментов 3, вызванных пластическими деформациями.Добавочные эпюры в каждом пролете прямолинейны: ординаты этих
эпюр на опорах выбираются в известных пределах произвольно, но так,
чтобы в перераспределенной эпюре наибольшие расчетные моменты былиРис. XIII. 13. К расчету главной балки
с учетом пластических деформаций/ — эпюра упругой системы; 2 — перераспреде¬
ленная эпюра; 5 —добавочная эпюра
§ 64. Ребристые перекрытия с плитамиг опертыми по контуру (кессонные) 399несколько меньше, чем в эпюре упругой системы. Во избежание чрезмер¬
ного раскрытия трещин не рекомендуется, как правило, уменьшать этим
способом расчетные моменты более чем на 30%.Для каждого загружения. выбирается своя добавочная эпюра, поз¬
воляющая уменьшить изгибающие моменты при данном загружении,
а следовательно, получить конструкцию с меньшим расходом материала,
особенно арматуры (на опорах).Для подбора сечений берутся моменты из перераспределенных эпюр.Отметим еще следующее. Сосредоточенные нагрузки от перекрытия
определяются по величине опорных реакций второстепенных балок без
учетанеразрезности.Так как собственный вес главной балки составляет незначительную
долю от сосредоточенных грузов, передаваемых второстепенными бал¬
ками, то рекомендуется равномерно распределенную нагрузку от собствен¬
ного веса приводить к сосредоточенным грузам, приложенным в местах
расположения балок и равным весу участка главной балки между второ¬
степенными балками. На опорах, где всегда принимается прямоугольное
сечение шириной 6, арматуру определяют, исходя из момента у грани
колонны.В местах пересечения второстепенной и главной бало§ над колонной
в верхней зоне перекрещивается арматура трех видов: верхняя арматура
плиты, второстепенной и главной балок. Поэтому при расчете опорных
сечений главной балки величина а принимается от 6 до 9 см (при двух рядах
арматуры).§ 64. РЕБРИСТЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ С ПЛИТАМИ,ОПЕРТЫМИ ПО КОНТУРУ (КЕССОННЫЕ)В этих перекрытиях балки (ребра) идут по двум направлениям,
а плиты, опертые на балки по контуру, имеют соотношение сторон l2 - h
обычно менее 1,5, и образуют панели, стороны которых могут достигать 6 ж.
Различают еще перекрытия с малыми панелями (не более 2 м в стороне),
собственно кессонные перекрытия.1.	Результаты опытных исследованийРасчет железобетонных «балочных» * плит как ряда параллельных
полос, рассматриваемых как обыкновенные балки, дает довольно точные
результаты в случае длинных, вытянутых плит; в этом случае влияние
опор по коротким сторонам на деформации и напряжения в средней части*
плиты оказывается весьма незначительным.Опыты и теоретические исследования показывают, что при отношении
/2: 1г > 2 плиты, опертые по контуру, достаточно точно рассчитываются
как балочные в направлении короткого пролета.При меньших отношениях 12: 1г этот метод для плит, опертых по кон-
туру, дает совершенно неправильные результаты. Так, при квадратной
плите (/2*: 1г = 1) такой расчет приводит к напряжениям, превосходящим
действительные в 3 раза.Точный расчет плит, опертых по контуру, представляет довольно
сложную задачу теории упругости. Он сводится к интегрированию диффе¬
ренциального уравнения упругой пластинки и определению изгибающих
моментов и поперечных сил по каждому из направлений.Для плит из однородного материала эта теория разработана доста¬
точно подробно как отечественными, так и иностранными учеными (Бубнов,
Галеркин, Тимошенко, Лойтц, Маркус, Леве, Губер и др.).
400 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеДля выяснения работы квадратных и прямоугольных железобетон¬
ных плит, опертых по контуру, были произведены многочисленные опыты,
из которых наиболее обширными-являются опыты Германской железо¬
бетонной комиссии (в Штутгарте в 1915—1926 гг. и в Дрездене в 1927—
1930 гг.).Из результатов этих опытов отметим здесь только наиболее характераные.У плит как квадратных, так и прямоугольных со свободно опертыми
краями углы под действием нагрузки стремятся приподниматься, причем
наибольшие давления, передаваемые плитой на контур (на единицу длины),
находятся в средних точках сторон контура.При постепенном увеличении нагрузки на квадратную плиту первые
трещины появлялись с нижней стороны в средней части по направлениюРис. XIII. .14. Характер разрушения плит, опертых по контурудиагоналей и там же с распространением трещин к углам начиналось
раскрытие их вследствие достижения арматурой предела текучести
(рис. XIII. 14, а).На верхней стороне плиты при нагрузках, уже близких к предельной
(разрушающей), появлялись вблизи углов перпендикулярно к диагоналям
трещины, имеющие в общем круговое очертание. Появление этих трещин
способствовало раскрытию от действия изгибающих моментов диагональ¬
ных, трещин на нижней поверхности плиты.Опыты показали, что при армировании плит, параллельном сторонам,
появление первых трещин наблюдается при большей нагрузке по сравне¬
нию с армированием, параллельным диагоналям; но на величину разру¬
шающей нагрузки направление армирования не имело особого влияния.Затем опытами были выяснены преимущества лучшей бетонной смеси
при прочих равных условиях и выгодность при одинаковом проценте
армирования более тонких стержней; оказалось, что одно и то же коли¬
чество арматуры, распределенное равномерно, менее выгодно, чем сгу¬
щенное к середине.В прямоугольных плитах (размерами 2 X 3 и 2 X 4 ^ первые тре-.
щины возникали параллельно длинным сторонам, но при дальнейшем
увеличении нагрузки они, удлиняясь, направлялись (под углом 45°)
к-углам плиты (рис. XIII. 14, б). Разрушение происходил® как вследствие
раскрытия отдельных трещин, идущих параллельно длинным сторонам,
с распространением трещин к' углам, так и вследствие поднятия углов
плиты и разрушения бетона сверху по диагональным направлениям вблизи
углов.	1Дрезденские опыты подтвердили применимость для расчета плит, опер^
тых по контуру, приводимого ниже расчета по методу Маркуса (с учетом
крутящих* моментов).	.	•
§ 64. Ребристые перекрытия с плитами, опертыми по контуру (кессонные) 4012.	Расчет плит, опертых по контуруДля расчета плит, опертых по контуру,, известны два практических
метода: 1) по упругой стадии, исходя из теории упругих сеток; 2) с уче¬
том пластических деформаций.а)	Расчет плит по упругой стадии 1Большинство существующих норм для обычных случаев расчета
плит с перекрестной арматурой рекомендует приближенные формулы,
выводимые на основании некоторых допущений.Так, плиту, опертую по всему периметру и снабженную перекрестной
арматурой (рис. XIII. 15), можно рассматривать как бы состоящей из
двух совместно работающих перекрестных плит
с арматурой одного направления в каждой.В таком случае распределение нагрузки q (на
единицу площади) на каждую из воображае¬
мых плит с пролетами 1Х и /2 приближенно
можно определить из . условия равенства про¬
гибов двух полос, взаимно перекрещивающих¬
ся в Центре плиты, т. е. при равномерно рас¬
пределенной нагрузке можно написатьt _ JL lA — f	ё_h1 ~ 384 ‘ EJt '■1 ~ 384 ' £/, »где qt в q2 — доли единичной нагрузки q,
передаваемые на два напра- •
вления;Jt и J2 — моменты инерции сечений рассматриваемых полос, имею¬
щих одинаковую ширину.Полагая = J2> получим2 •qift — qJ-2-Кроме того:Яг + Яг ~ Я‘Решая два последних уравнения совместно, найдем неизвестные q,
и q%:**-»ТГГ7->	(ХП1'21*1Т<2<к = Я-Л-;-	(XIII. ЗУ•*1 Т *2	*Зная распределение нагрузки по обоим направлениям, можно на¬
писать выражения изгибающих моментов:.. qJ[ л, .Мх= и M2 = -g-и подобрать толщину плиты и сечение арматуры по обоим*направлениям.' Однако найденные величины изгибающих моментов ML и М2 преуве¬
личены, так как каждая полоса, находящаяся ближе к краю плиты, полу¬1 Г. Маркус, Упрощенный расчет плит, Госстройиздат, 1934.. • * В действительности эти моменты инерции сечений взаимно-перпендикулярны*
полос не вполне равны между собой, так как перекрещивающиеся стержни арматуры
лежат в разных уровнях.Рис. XIII. 15
402 Г Лава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сварно-монолитныечает меньший прогиб по сравнению с соседней, находящейся ближе к се¬
редине. Взаимное воздействие параллельных"полос создает крутящие
моменты, которые уменьшают изгибающие моменты в пролете. В углах
крутящие моменты действуют в направлении диагоналей плиты как отри-;
цательные моменты, а перпендикулярно к ним — как положительные
моменты.Маркус при помощи теории упругих сеток дал особые множители v,
меньшие единицы, которыми учитывается- влияние означенных крутящих
моментов.Таким образом, для плиты, свободно опертой по контуру, моменты
в пролетах выражаются формулами:/2 /2
=	и M2 = <72-|-ve,	(XIII. 4)где’.-1—Г-ТТК-	<хш-5>Ч “Г *2Рис. XIII. 16. Случаи опирания плитДля плиты, заделанной по контуру, моменты в пролетахI2	I2Mi.= + <?i2Tv6 и М2= +<72-^6.	(XIII. 6)где'“‘--иг-ТПТ	(хт7)На основе этого так называемого упрощенного метода разработан
удобный для практики прием, дающий возможность достаточно просто
производить расчет как отдельных плит с перекрестной арматурой, так
и неразрезных.Отдельные плиты. В отдельных плитах каждая из четырех сторон
может быть свободно оперта или заделана", в зависимости от чего воз¬
можны шесть случаев опиранйя (рис. XIII. 16).Для всех этих случаев даны следующие расчетные формулы:ql = y,1q\ = (1 хх) q\	(XIII, 8)qi\	Ql 2^1макс=^; M2MiKC=^.	(XIII, 9)Опорные давления, передающиеся от прямоугольной плиты на опор:
ный контур, рассматриваются как равномерно распределенные.
§ 64. Ребристые перекрытия с плитами, опертыми по контуру (кессонные) 403Опорные моменты принимаются как для плит, армированных в одном
направлении. Так, при заделке с одной стороны опорный момент будет:Ма =	\-q& или М„ =	jf-qAi	(XIII. 10)при заделке с двух сторонМа = — -^qfi или Мь== —	.	(XIII.I1)Приведенные в приложении VI таблицы составлены для всех шести
случаев опирания плит при разных соотношениях пролетов X =Для определения
изгибающих моментов
из этих таблиц берутся
соответствующие коэф¬
фициенты <ft и <р2 при
условии, что конструк¬
тивными мерами исклю¬
чается возможность при¬
поднимания углов пли¬
ты. Если же это усло¬
вие не соблюдено (пли¬
ты-крышки), то по
таблицам определяют
только значения qx и
q2y а <р принимают в
зависимости от условий
опирания плиты.Неразрезные пли¬
ты. Расчет неразрезных
плит с перекрестной
арматурой производит¬
ся по тем же таблицам
и сводится к расчету
отдельных однопролетных плит при двух случаях . загружения.Действительно, представим себе полную равномерно распределенную
нагрузку на плите, состоящей из двух частей:9 = 9' + <Г,где>	I 1<7 =? + ~2-Р>.	(XIII. 12)Я 2 Р’При Загружении всех пролетов плиты сплошь/ только нагрузкойq' = q + -i-p (рис. XIII. 17, а)можно приближенно принять, что плитакаждого пролета жестко заделана на фомежуточных опорах.При загружении же пролетов в шахматном порядке нагрузкой q" == -ур так, чтобы на одном поле нагрузка действовала вниз, а на другом —вверх (рис. XIII. 17, б), опорные моменты равны нулю, и в этом случае
плиту каждого пролета можно рассматривать как свободно опертую по
контуру.Рис. XIII. 17
404 Г лава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеТаким образом, вычислив изгибающие моменты в пролете от нагрузки
q' в предположении полной заделки на всех промежуточных опорах
и моменты от нагрузки ±q" в предположении свободного опирания и затем
сложив их, получим значения изгибающих моментов от полной нагрузки,
расположенной невыгодным образом (рис. XIII. 17, в).	.Моменты для обоих этих случаев определяют по таблицам приложе¬
ния VI.Ниже приведены три вида опертых
по контуру неразрезных плит, для кото¬
рых даны готовые значения изгибающих
моментов, причем числа на схемах озна¬
чают соответствующие случаи состояния
опор (рис. XIII. 18).Однорядная неразрезная плита (рис.
XIII. 18, а):в крайних пролетах 2Мхмакс^! ±; , >' (хш. 13)в средних пролетах 3М1**кс = 11»/ *' V\ (XIII. 14)М 2ыакс 2 (f3S ± ?12) *’над опорамиМа =5= jo-j	(XIII. 15)М b = -г-Двухрядная неразрезная плита (рис. XIII. 18, б):
в угловых пролетах 4"иг'<Х1П'16*в' крайних пролетах 5М^Й&±£)'‘ ±£)‘ (ХШЛ7)
над опорамиМа =	ir qfiHu Mb —	ql2\Hi',(XIII. 18)Mc'= -—g- ql\ (1;— x41); Md =	g- qh (1 — *5i)*Трехрядная неразрезная плита (рис. XIII. 18, в):
в угловых пролетах 4 ив крайних 5 изгибающие моменты определяются
по тем же формулам, что и для двухрядной плиты;Рис. XIII. 18
§ 64. Ребристые перекрытия , с плитами, опертыми по контуру (кессонные) . 405где b — ширина ребра.б)	Расчет плит с учетом пластических деформацийПри расчете плит, опертых по контуру, с учетом перераспределения
усилий вследствие пластических деформаций можно более рационально
использовать работу арматуры и получить существенную экономию
металла—20—25% по сравнению с расходом стали в плитах, рассчитан
ных по упругой стадии.В основу расчета положено предельное состояние, характеризуемое
образованием линейных пластических шарниров (линий излома), раскры¬
вающихся на нижней или на верхней поверхности плиты".Рассматривая плиту, как систему жестких звеньев, соединенных
друг с другом по линиям излома пластическими шарнирами — пролет¬
ными и опорными (рис. XIII. 19, а), проф. А. А. Гвоздев дал основное
уравнение \ в котором сумма пролетных и опорных моментов должна1 А. А. Г.,в!о з д е в, Метод предельного равновесия в применения к расчету железо¬
бетонных конструкций, «Инженерный сборник» АН GCCP, т. V, вып. 2, 1949.
40в Глава XIII. Плоские перекрытия—монолитные, сборные и сборно-монолитныеудовлетворять условию (для случая раздельного армирования по
рис. XIII. 9)1:(g + p)l\ 	 	 	 _ 	'~Х2 1 (3/2 /J = 2М1 + 2Мг + М, + М у + М I, + М iv, (X111. 22)где 1Х и Iг—Соответственно меньший и больший пролеты, принимаемые
для средних панелей равными пролету плиты в свету, а длякрайних пролетов равными пролету плиты в свету при
монолитной связи плиты с окаймляющей балкой и пролету
в свету плюс половина толщины плиты при свободном опи¬
сании плиты на крайней опоре;Рис. XIII. 20. Схема расположения рабочей арматурыAfj — пролетный момент на всю ширину сечения, перпендикуляр¬
ного пролетуМ2 —то же, для сечения, перпендикулярного пролету /2;Ж, и Mv —моменты на всю ширину опорных сечений, перпендику¬
лярных пролету 1г;Ми и Mw — то же, для сечений, перпендикулярных пролету -Jj.Решение задачи сводится к определению величин этих расчетных мо¬
ментов и соответствующих площадей сечения арматуры.Прежде всего величины всех шести моментов выразим формулами:M1 = mmaR^Filz-, M2 = mmai?a7a2z;M1 = mmaRllFlllz; Mi' = mmaRtFai'Z-,	(XIII. 23)Мп = т/паЯа7аПг; Мц< = ттаЯДп<г.В этих формулах площади сечений_ра£1янутой арматуры Fai, Ftf	Fair отнесены ко всей ширине соответствующих пролетов. При
этом в общую площадь сечения арматуры Fal и F&2 включаются только
стержни пролетной арматуры, пересекающие пролетные линейные пласти¬
ческие шарниры (рис. XIII. 20). Стержни же, отогнутые или обрываемые
до пересечения с пластическим шарниром, в общую площадь F&1 и F&1 Для случая непрерывного армирования по рис. XIII. 8 — правая половина урав
нения (XIII. 22) принимает вид:Mi 4" Ala "Ь Ali 4~ 4" Alji 4- Л1ц/,
§ 64. Ребристые перекрытия с плитами, опертыми по контуру (кессонные") 407не включаются. Следовательно, не включаются те из стержней, обры¬
ваемых или отгибаемых на расстоянии а от опоры, которые расположены
на участке Ъ = а от края панели.В случае, когда стержни, расположенные на этих участках, отги¬
баются или обрываются лишь у одной опоры, а другим своим концом
пересекают пролетный пластический шарнир, их площадь сечения вклю¬
чается в общую' площадь сечения арматуры и F&2 в размере 50%.Вообще при наличии в пролете отогнутых или обрываемых стержней
расстояние от грани опоры до начала отгиба или до обрываемого стержня
должно быть не .более IJ4.Коэффициент условий работы m учитывает уменьшение расчетного
сечения арматуры в плитах, окаймленных балками, монолитно с ними
связанными. Значения m принимаются:в сечениях промежуточных пролетов и над про¬
межуточными опорами 		т = 1,25в сечениях крайних пролетов и над вторыми от
края перекрытия опорамипри </к :-/< 1,5		 . m = 1,25, 1,5 < 1К : /< 2 		m = 1,1,где I — величина расчетного пролета в направлении, перпендикулярном
краю перекрытия;/к — величина пролета, расположенного вдоль края перекрытия.
Величину плеча внутренней пары разрешается принимать равной
г = 0,9 А0.При наличии в плите свободных опор значения опорных моментов
(Ми . . . ,~Мц') для таких опор принимаются равными нулю.Общий процент армирования в каждом расчетном сечении должен
быть не менее требуемого минимального и не более наибольшего допускае¬
мого при одиночном армированиигде р — коэффициент для арматуры, обладающей фактическим пределом
текучести, р = 37, а для гладкой арматуры, подвергнутой меха¬
ническому. упрочнению, р = 22,5.	'При подборе сечений арматуры, учитывая конструктивные и эконо¬
мические требования, рекомендуется руководствоваться следующим.а)	При армировании плит отдельными стержнямй или плоскими
сварными сетками соотношение между площадями сечения арматуры
Ftf/F^, укладываемой на 1 пог. м ширины плиты, назначать в зависимости
от отношения 1%ИХ согласно табл. 26.U/111l.i1,21.31,41,51.61.7 .1,81.921—0,80,9—0,70,8—0,60,7—0,50,6-^0,40,55—0,350,5—0.30,45—0,250,4—0,20,35—0,20,3—0,15б)	При армировании плит рулонными сварными сетками принимать
при W< 1,5 сетку с квадратными ячейками и одинаковыми стержнями
408 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитные •в обоих, направлениях; при 12/1г > 1,5 соотношение Fa2/Fn принимать
согласно табл. 26.в)	Соотношение между площадями сечения опорной и пролетной арма¬
туры в каждом направлении	Fai'/Fal; F&u/F&2; F^y/F^) назна¬
чать в пределах 1—2,5 ; при этом для средних пролетов рекомендуется
принимать эти соотношения ближе к 2,5.Таким образом, для любой панели перекрытия, выбрав соотношения
между площадями сечения арматуры, можно выразить величины моментов
(пролетных и опорных) в зависимости от одного какого-либо значения
площади арматуры (например, Fal), а затем, подставив эти выражения
моментов в основную формулу (XIII. 22), найти сначала эту площадь сече¬
ния арматуры (Z^), а затем последовательно, зная их соотношения — все
остальные. После этого переходят к следующей панели и при уже изуст¬
ной величине опорного момента у общего ребра с предыдущей .панелью
находят подобным же путем остальные площади сечения арматуры второй
панели и т. д.Инструкция Гипротис рекомендует начинать расчет многорядных
плит, опертых по контуру, со средней панели.При .расчете по этому методу необходимо предварительно задаваться
толщиной плиты, которая может находиться в пределах от 8 до 16 см.
Толщина эта должна составлять прнесвободном опирании не менее */4б llf
а при упругой заделке по контуру —не менее 1/ьо 1г\ при легком железо¬
бетоне — соответственно г!гъ 1г и V42 /х.Подобранную арматуру в направлении меньшей стороны необходимо
располагать в пролете ниже арматуры, идущей по направлению большой
стороны панели; в соответствии с этим назначаются полезная высота
плиты и плечо внутренней пары.Плиты, загруженные сосредоточенной или частично равномерно рас¬
пределенной нагрузкой, могут быть рассчитаны, как упругие пластинки,"
по таблицам Б. Г. Галеркина1.3.	Конструирование плит, опертых по контуру *Армирование плит производится как отдельными стержнями, так
и сварными сетками.а)	Армирование отдельными стержнямиОсобенностью этого армирования является то, что стержни, идущие
параллельно перекрестным балкам, вблизи последних могут располагаться
реже, чем в середине плиты, так как напряжения в плите вблизи балок
возникают главным обр'азом в направлении, перпендикулярном к .ним.Поэтому при армировании плиты, опертой по контуру (рис. XIII. 21),
рекомендуется разбивать ее в каждом направлении на три полосы: край¬
ние— шириной V4 ix (меньшего пролета) и среднюю — шириной 1/2/1
и U—V2 1Л\ средние полосы армируются по расчетным моментам/
а в крайних арматура ставится в. половинном количестве, но не менее чем3 стержня на 1 пог. м.	^В свободно опертых плитах,, имВГвТшду не учитываемую расчетом
частичную заделку на опорах, отгибают V8 стержней каждого направле¬
ния. В заделанных плитах отгибают до 2/3 стержней и ставят дополнитель¬
ные стержни; кроме того, опоры можно усиливать вутами.В неразрезной плите распределение арматуры в пролете между сред¬
ними и крайними полосами делается так же, как и, в свободно опертой1	Б. Г. Галеркин, Упругие тонкие плиты, Госстройиздат, 1933; ЦНИПС,Инструкция по расчету железобетонных балок, плит и балочных перекрытий, ОНТИ,' 1938.
§ 64. Ребристые перекрытия с плитами, опертыми Ъо контуру (кессонныеJ 409плите. Но из средних частей каждого пролета по обоим направленйям
отгибается на опоры в чередующемся порядке 2/3 (или 1/2) стержней. Пря¬
мые стержни могут идти непрерывно через* два или несколько пролетов.Ввиду трудности отгиба стержней из крайних частей пролета и недо¬
статочного количества их для усиления слабых мест в углах (над колон¬
нами) добавляются верх¬
ние стержни, уклады¬
ваемые параллельно на¬
правлениям пролетов.Для этих стержней ре¬
комендуется брать по¬
ловину общего сечения
стержней, располагае¬
мых в середине плиты,
при длине, равной по¬
ловине меньшего про¬
лета.б)	Армирование свар¬
ными сеткамиАрмирование не¬
разрезных (многоряд¬
ных) плит, опертых по
контуру, значительно
упрощается и ускоряет¬
ся применением свар¬
ных сеток.Как и при армиро¬
вании балочных плит,
здесь также находят
применение сварные ру¬
лонные сетки с про¬
дольным расположением рабочих стержней (диаметром 5,5 мм и меньше)
и раздельное армирование рулонными сетками с поперечным располо¬
жением. рабочих стержней (диаметром 6 м и более).В первом случае (рис. XIII. 8, а) рулонные сетки раскатываются в на¬
правлении меньшего пролета, причем при отношении Ullx <1,5 следует
применять се^гки с квадратными ячейками и одинаковыми диаметрами
стержней обоих направлений, а при отношении 1%ИХ > 1,5— сетки с про¬
дольным расположением рабочих стержней, учитывая работу распредели¬
тельной арматуры в направлении большего пролета. В обоих случаях
в направлении ширины рулона сетки стыкуются рабочим стыком. Над
балками, параллельными направлению раскатки основных сеток, раска¬
тываются (по верху плиты) сетки с поперечным расположением рабочих
стержней (как на рис. XIII. 9), ширина которых принимается равной*поло¬
вине меньшего пролета плиты.В крайних панелях поверх основных раскатываются дополнитель¬
ные рулонные (или плоские) сетки. При этом, если свободный край плиты
направлен перпендикулярно направлению раскатки, дополнительная
сетка укладывается так, как в балочных плитах (рис. XIII.’ 8, б); в те!?
же панелях, где свободный край плиты совпадает с направлением рас¬
катки основных сеток, дополнительная сетка укладывается поверх основ¬
ной, по всей крайней полосе (рис. XIII. 22, а).В угловых панелях после раскатвд основных и дополнительных сеток
укладывают дбполнительные стержни, направленные перпендикулярноРис. X111. 21. Армирование плиты отдельными стерж-
нями
410 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныерабочим стержням дополнительных сеток; эти стержни переводят из
пролета на первую промежуточную опору и заводят за ее ось на */4 мень¬
шего пролета (рис. XIII. 22, б). После этого над опорой производится
раскатка рулонной сетки поверх стержней, переведенных из крайнего
пролета.В случае армирования плит, опертых по контуру, узкими сетками
с рабочей арматурой в продольном направлении их укладывают в два
слоя и так, чтобы рабочая арматура проходила в двух взаимно-перпенди¬
кулярных направлениях (рис. XIII. 23, с). Сетки в каждом слое уклады¬
вают без нахлестки в нерабочем направлении.В кессонных плитах с меньшим пролетом более 2,5 м рекомендуется
в целях экономии металла укладывать в средних частях панелей дополни¬
тельные сетки такого сечения, чтобы в крайних полосах площадь сеченияРис. X111. 22. Армирование плит, опертых по контуру, сварными сетками
а — крайняя панель; 6 — угловая панельарматуры на 1 пог. м плиты составляла 50% от площади сечения арматуры
того же направления в средней полосе. Ширину крайних полос /к прини¬
мают равной: х/4 7j для панелей полностью или упругозаделанных по
всему контуру и V8 1г для панелей свободно опертых хотя бы по одному
краю, где — меньший пролет.	'Надопорная арматура выполняется, как при раздельном армировании.
При таком армировании эти плиты в отличие от формулы (XIII. 22)
рассчитываются по формулам:при ^ = 4" ^3/^0 =+ +Мп + 'йп'\ (XIII. 22а)пРи4 = -г/1*(а 4- р) /?	7 		7 	 	 	 			—12—l(3/2-/i) = ^-MI М2 + УИ, -f Mv+Mn+Miv. (XIII. 226)
'§ 64. Ребристые перекрытия с плитами, опертыми по контуру '(кессонные) 411Рис. XIII. 23. Армирование плит, опертых йо контуруа — узкими сетками с продольной рабочей арматурой; б —<•армирование плиты большогоразмера
412 Глава XII1. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитные4.	Расчет балок при плитах, опертых по контуруТочное определение характера передачи нагрузки от плиты, опёртой
по контуру, на балки приводит к очень сложным математическим форму¬
лам и для практических целей является излишним. Поэтому доволь¬
ствуются приближенным распределением нагрузки.Обычно для распределения сплошной нагрузки из углов плиты про¬
водят биссектрисы, отделяющие площади, нагрузка с, которых относитсяк соответствующей стороне, т. е.
при квадратных плитах (рис.XIII.	24, а) нагрузка на ребра
передается по закону треуголь¬
ника, а при прямоугольных
(рис. XIII. 24, б) — по закону
трапеции и треугольника.В этом случае полная на¬
грузка на балки по направле¬
ниям 1Х и U будет:
§ 64. Ребристые перекрытия с плитами, опертыми по контуру (кессонные) 413При армировании плиты 50% стержней
отгибаем на расстоянии х/4 1г от опор.Расчет начинаем со средней панели Г.Панель ГПо табл.' 26 и указаниям к ней * принимаем:F а2	F&1 ^аГ	^all F аЦ'^=0,65; ^ = -^- = 2 и ^ = -|^ = 2.Гai	9 £ai ^ai	^а2 £as
414 Глава XIII. Плоские перекрытия—монолитные, сборные и сборно-монолитныеМ2 = mmaRazFw = 1,25-0,9-1700.7,3* 1,737^ = 2A2Fal яги;М\ = My = mmzRazF&i = 1,25*0,9 * I 700*8,1 • 9F&1 = 1 394Fal кгм;М\\ = Ми, = mm^RzzF^n = 1,25*0,9* 1 70Q*8,b4,62Fai = 716^а1 кгм.Коэффициент условий работы т = 1,25, так как плита панели Г монолитно окай¬
млена балками.По формуле (XIII. 22)(305 + 750) 3.552(2*559 + 2*242 + 2* 1 394 + 2*716) Fal = —	-12~ - (3*4,5-3,55),откудаF&i = 1,89 см2.Принимаем 7 0 6 на 1 пог. м (Fal = 1,98 см2)Faz = 0,65Fai = 0,65* 1,89 = 1,22 см2.Принимаем 5 0 .6 на 1 пог. м (Fa2 = 1,42 см2);Рг1 = FaJ, = 2Fzi = 2* 1,89 = 3,98 см2,Fajj = Fan# = 2Fa2 = 2* 1,22 — 2,44 см2.Диаметр и шаг стержней на опорах уточняются после определения сечения про¬
летной арматуры в панели В.Панель БПо табл. 26 и указаниям к ней принимаем:^ = 0.65	тг^- = 2.Гал	* ai raiНа опоре Г/Б арматура определена при расчете панели- Г и принимается как
известная (Faii = 2,44 см2).Арматура на всю ширину пролета:/ 0,5-2/Л / 0,5.2.3,554
Fai = Faj ^2 ——4— ) = Fai ^4,5 —	^		 J = 3,61 Fal;Fa* = Fa, (/i - ^Г1) = 2,66Fa2 = 2,66-0,65FaJ = l,73Pal;Fa\ — F аГ == 4,5 F ai = 4,5 • 2 F aj = 9/1 ail
^aii = hF&n = 3,55; 2,44 = 8,66 cm2.По формулам (XIII. 23) определяем изгибающие моменты и находим окончательно:
Fai = 6 0 8; Fa2 = 7 0 6;Fai = Far = 5»66 £W2; Fan = = CM2*На опорах диаметр и шаг стержней уточняются после определения сечения про¬
летной арматуры в панели А.	•Панель ВПо табл. 26 и указаниям к ней принимаем:^=0,65; 7^ = 2.г а 1	> Гаа
§ 64. Ребристые перекрытия с плитами, опертыми по контуру (кессонные) 415На опоре Г/В арматура была определена при расчете панели Г и равна F&[ = 3,98 см\
На всю ширину пролета/ 0,5-2/Д / 0,5 • 2*3,55 \ _Гai = fai \1% -	= Рад (4,5 		j	) = 3,61/>а1И т. д.Окончательно:Fai = 3 0 8; Fa2=9 06; FaII = FaII, = 4,72 см*.На опорах диаметр и шаг стержней уточняются после определения сечения про*
летной арматуры в панели А.Панель АПо табл. 26 принимаем' 451 = 0,65.^aiНа опорах А/Б и А/В арматура была определена при расчете панелей Б и В:„ опоре А/Б F= 5,66 см2;, . А/В Fan = 4,72 см2.На всю ширину пролета:/ 0,5- 2/Л	-	/ 0,5.2/ЛF&i = Ли - —Г1) = 3,61 F& Fv « F a2(/j -	= 1.73F*и Т. Д.Окончательно.Fai = 706; F.2=506;*= f*I' = ?>98 СЛ*! ^all = FalV = 2,44 сла.Уточнение сечения арматуры ва опорахОпора А/Б. Необходимое сечение арматуры из расчета панели Б Fa[ = 5,66 см2;
при отгибе половины пролетной арматуры в панелях Л и Б требуется дополнительно3.02	+ 4,535,66 —	у	= 1,89 см2 (4 0 8).Опора А/В. Необходимое сечение арматуры из расчета панели В Faif= 4,72 см2;
при отгибе половины пролетной арматуры в панелях А и В требуется дополнительно3.02	+ 2,554,72 —			= 1,94 см2 (4 0 8).Опора Б/Г. Необходимое сечение арматуры из расчета панели Г Fau = 2,44 см\
при отгибе половины арматуры в панелях Б и Г требуется дополнительно1,98+1,42
2.44 —	у	= 0,74 см2 (3 0 6).Опора В /Г. Необходимое сечение арматуры из расчета панели Г Fа1 = 3,98 см2;
при отгибе половины арматуры в панелях В и Г. требуется дополнительно4,02+1.98
3,98 —	у	= 0>98 СМ2 (2 0 8), 0Проверка содержания арматурыНаименьшее сечение арматуры — в панели Г:1,42-100100-7,3 ==0*2>°*1%*Наибольшее сечение арматуры —на опоре А/Б :5,66-100 ■	80100-8.1 ,7 1700 =
416 Глава XIII. Плоские перекрытия—монолитные, сборные и сборно-монолитныеИз сравнения результатов произведенного расчета и расчета этого
же перекрытия по упругому методу1 следует, что расчет с учетом пласти¬
ческих деформаций дает экономию бетона до 10% (й = 10 см вместо
11 см) и арматуры — не менее 25%.При армировании плиты сварными сетками экономия в материалах,
по-видимому, будет еще более значительной.5.	Собственно кессонные перекрытияПо архитектурным соображениям нередко находят применение (для
залов, вестибюлей и пр.) так называемые кессонные потолки, образуемые
членением перекрытия на квадратные или прямоугольные поля с высту¬
пающими ребрами-балками.Помещения, над которыми
устраиваются кессонные пере¬
крытия, должны иметь в плане
прямоугольную форму 2 с отно¬
шением сторон не более 1:1,5
(рис. XIII, 26, а) или разде¬
ляться колоннами на участки по¬
добной формы (рис, XIII. 26, б).Балки, разделяющие пере-*
крытие на кессоны, могут быть
расположены параллельно его
сторонам (рис. XIII. 26, а и б —
прямоугольные кессоны) или
под углом — обычно в 45°
(рис. XIII, 26, в и г — диаго¬
нальные кессоны). В послед¬
нем случае план помещения не
стеснен указанным соотношением сторон и может быть более вытя¬
нутым.При диагональных кессонах как общая длина балок, так и длина
средних балок больше; все же расход материала при таком расположении
не больше, чем при обычном, благодаря выгодным условиям статической
работы балок. Выгода работы диагонального кессонного перекрытия
обусловлена наличием коротких угловых балок, которые являются как
бы промежуточными упругими опорами для других, длинных, балок.
Иногда при вытянутых планах диагональные кессонные перекрытия
имеют и архитектурные преимущества.Высота балок кессонных перекрытий принимается обыкновенно
в обоих направлениях одинаковой. При этом необходимо наблюдать за
тем, чтобы в местах пересечения рабочей арматуры стержни балок с.боль¬
шими изгибающими моментами располагались ниже.Кессонные потолки устраивают или на месте или со сборными кессон¬
ными плитами, которые укрепляются на своих местах тем или другим
способом. Второй метод применяется при богатой архитектурной отделке
кессонов.Стоимость кессонных перекрытий более высока по сравнению со
стоимостью ребристых, они применяются в случаях,, когда это вызвано
архитектурными требованиями.Рис. XIII. 26. Схемы кессонных перекрытий1	К. В. Сахнов с кий/ Железобетонные конструкции, Госстройиздат, 1939,
стр. 188—191.	.2	План может быть и более сложной формы, например, с закругленными углами,
овальный и пр.
§ 64. Ребристые перекрытия с плитами, опертыми по контуру (кессонные)417Расчет кессонных перекрытийКессонное перекрытие, представляя собой плиту с частыми пере¬
крестными ребрами, опертую по всему контуру (рис. XIII. 27), может
быть рассчитано (приближенно) применительно к общему методу расчета
плит, опер'тых по контуру.Для полос, расположенных по середине перекрытия, изгибающие
моменты на единицу ширины перекрытия будут:Мх = ~ и М2 = Щ.	(XIII. 26)При расстоянии между продольными и поперечными балками а и Ь
моменты в средних балках равны:М1с = ЬМ1 и М2с = аМ2. (XIII. 27)Боковые балки, получая меньшие
прогибы, будут испытывать и меньшие
изгибающие моменты. Для определения
моментов- в боковых балках имеется
приближенный способ, основанный на
том, что прогибы балок в предполо¬
жении одинаковой их жесткости про¬
порциональны моментам, которые в
свою очередь пропорциональны нагруз:
кам. .Таким образом, при величине мак;
симального прогиба для средних (вооб,
ражаемых) балок /с и для боковых f'h
. . и f2, fl, ..., изгибающий момёнт,
например, для балки будет:=	=	=	(XIII. 28)Величина Яа — ~т~Я\Ь представляет расчетную интенсивность на-/сгрузки для балки а1.Для всякой другой балки момент по середине пролета может быть
выражен подобной же формулой.• При свободном опирании кессонного перекрытия величина прогиба
в любом сечении балки пролетом на расстоянии х от левой опоры будет:Ь“1Йт-Ктг)’+Ш1- <Х1«-29>Для средней балки прогиб посерединеЬ =	да11'30»Разделив первое уравнение на второе, получим необходимое для
определения расчетной интенсивности нагрузки отношение прогибов:^=1[т-2(тУ+(т)‘]- (ХШ'31>Рис. XI11. 27
418 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеПри расстоянии между балками более 1,25 м перекрытие следует
рассматривать как статически неопределимую систему, рассчитывая ее
методом сил или методом деформаций. Первый метод обычно дает меньшее
число лишних неизвестных.§ 65. БЕЗБАЛОЧНЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ,1.	Сущность безбалочных перекрытийБезбалочные перекрытия (под названием «грибовидных») впервые
были предложены в США инж. Турнером в 1906 г. У нас они были вве¬
дены в 1908 г. А. Ф. Лолейтом, который и назвал их «безбалочными»;
это были первые перекрытия подобного вида в Европе.Основное отличие безбалочных перекрытий от балочных заключается
в том, .что плоская железобетонная плита здесь монолихно связана» без
применения каких-либо балок, непосредственно с колоннами, верхняя
часть (капитель) которых с этой целью расширяется во все стороны. Это
расширение колонн наподобие гриба и привело за рубежом к названию
этих перекрытий «грибовидными».Причину их появления, надо искать, по-видимому, в желании достиг¬
нуть возможно лучшего использования объема помещений, получаемого
при плоском потолке, без ребер. Перекрытия с выступающими ребрами
не всегда желательны, так как в этом случае уменьшается высота поме¬
щения, затемнены промежутки между ребрами, пространства между
ребрами плохо вентилируются и получаются большие поверхности,
требующие отделки; при устройстве же тонких железобетонных подвесных
потолков последние обычно не принимают участия в восприятии усилий
и в то же время утяжеляют и удорожают перекрытие.При безбалочных перекрытиях, кроме улучшения освещенности и про¬
ветривания, облегчения поддержания чистоты и устройства всевозмож¬
ных проводок, достигаются (благодаря уменьшению конструктивной
высоты) и некоторые экономические преимущества. Так, при определен¬
ной высоте помещений, измеряемой от пола до нижней поверхности глав¬
ных балок, можно получить при безбалочном перекрытии меньшую высоту
здания и меньший объем кладки стен.Безбалочные перекрытия могут иметь как самую простую, так и очень
богатую архитектурную обработку. -В статическом отношении безбалочное плоское перекрытие пред¬
ставляет собой неразрезную плиту, опирающуюся только на колонны;
чтобы увеличить площадь сопряжения, необходимую для передачи
опорного давления, а также для уменьшения возникающих у опор боль¬
ших скалызающих усилий, верхушкам колонн придается указанное
выше расширение (капители). Эти расширения создают и более выгодные
условия для распределения изгибающих моментов в плите, соответственно
которым располагается арматура. С той же целью поверх капителей
колонн' часто устраивается так называемая надкапительная плита, т. е.
утолщение плиты перекрытия над опорой..Безбалочное перекрытие можно представить себе разделенным в каж¬
дом направлении на полосы: надколониые (опорные) полосы, идущие по
колоннам, и расположенные между ними пролетные или средние полосы,
лежащие на упруго-податливых опорах (рис. XIII. 28).На рис. XIII. 29 показан характер разрушения плит, опертых в от¬
дельных точках по углам, при постепенном увеличении нагрузки.В этих плитах в отличие от плит, опертых по контуру (см* рис. XIII. 14),
первые трещины появляются снизу плиты посередине, параллельно сто¬
§ 65. Безбалочные перекрытия419ронам; позже возникают и трещины, перпендикулярные диагоналям,
вблизи углов. Количество и размеры трещин обоих видов постепенно
увеличиваются с увеличением нагрузки. Далее следует развитие косых
трещин на боковых поверхностях плиты, раскрытие трещин, параллель¬
ных нижнему ряду арматуры, и раздробление бетона в сжатой зоне.Рис. XIII. 28. Деление безбалочного перекрытия на пролетные
и надколонные полосыТрещины, обусловливающие разрушение, расположены по середине
плиты: у квадратных плит — параллельно положению нижнего ряда
арматуры; у прямоугольных — параллельно короткой стороне.Прямоугольная плита оказалась равноценной такой же плите, опер¬
той только по коротким сторонам.В зависимости от размещения колонн перекрытия могут иметь квад¬
ратные и прямоугольные панели (равные или неравные). Наиболее эко¬
номичными являются квадратные панели. Величина пролетов редко пре¬
восходит б м.По наружному контуру безбалочные перекрытия могут, опираться на
стены (рис. XIII, 30, а), жестко сопрягаться с бортовыми барками (над-
капительнымпоясом), опирающимися на колонны крайнего ряда (рис. XIII.
30, б), или, наконец, консольно выступать за крайние колонны. При
последних двух способах достигается защемление крайних пролетов,
ведущее к экономии бетона и арматуры.Что касается экономических показателей, то стоимость и трудоемкость
опалубки (стандартной) при гладкой нижней поверхности перекрытияРис. XIII. 29. Характер разрушения плит, опертых по углам
420 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеполучаются ниже, чем в ребристом перекрытии, но зато для безбалочного
перекрытия требуется несколько больше бетона. При полезной нагрузке
500 кг/м2 и больше и пролетах до 6 м безбалочные перекрытия обходятся
дешевле ребристых перекрытий.Безбалочные перекрытия применяются преимущественно для холо¬
дильников;" различного рода промышленных зданий, мастерских, складов,
резервуаров и пр.2.	Конструирование безбалочных перекрытийСуществует несколько разновидностей безбалочных перекрытий,
различающихся главным образом расположением арматуры. Известны
«четырехпутная», «двухпутная» и «кольцевая» системы армирования; суще¬
ствуют также облегченные безбалочные перекрытия.Четырехпутная система — с армированием по четырем направлениям
(параллельно линиям колонн и по диагоналям), а также кольцевая —
с арматурой в виде концентрических колец (в середине панели, над опо¬
рами и между опорами) в настоящее время почти не находят применения
и поэтому здесь не рассматриваются.Как показали опыты с плитами, армированными перекрестными стерж¬
нями, идущими параллельно сторонам или по'диагоналям, для восприя¬
тия появляющихся в „плите растягивающих напряжений в двух направле¬
ниях представляется достаточным армировать ее только по двум кресто¬
образно пересекающимся направлениям. Поэтому у нас находит приме¬
нение исключительно двухпутная система армирования . безбалочных
перекрытий, что согласуется и с общим характером разрушения плит,
опертых в отдельных точках (см. рис. XIII. 29). Она оказалась и эконо¬
мичнее четырехпутной в отношении расхода стали.Для двухпутной системы существует несколько способов
армирования: отдельными стержнями (проф. А. Ф. Лолейта, ЦНИПСа,
треста Мясохладстрой) и сварными сетками (Гипротиса). *На рис. XIII. 31 показано армирование отдельными стержнями по
способу треста Мясохладстрой.Арматура в плите располагается в отдельных полосах перекрытия
соответственно распределению изгибающих моментов, т. е. как в обык¬
новенных неразрезных плитах. При этом арматура в направлении боль¬
шего пролета (больших моментов) располагается ниже арматуры, идущей
по направлению меньшего пролета.Для упрощения арматурных работ стержни в каждой полосе (про¬
летной и надколонной) делают одинакового профиля: прямые на одном
конце и с отгибом — на другом. Все стержни гладкой арматуры закан¬
чиваются кряжами. Но так как над колоннами этих стержней недостаточно,
то для получения расчетного сечения арматуры добавляют короткиеРис. XIII. 30
§ 6Ъ. Безбалочные перекрытия421Рис. Xlli. 31. Армирование безбалочного перекрытия отдельными
стержнямиРис. XIII. 32. Армирование безбалочного перекрытия сварными сетками(по Гипротису)
422 Глава XIII. Плоские перекрытия г— монолитные, сборные и сборно-монолитныестержни. Эти стержни для удобства их укладки делают с прямыми крю¬
ками на концах; для этой же цели диаметр их должен быть не менее 12 мм.При жестком соединении с бортовой балкой отгибы в плите устраиваюттак же, как и во внутренних панелях..По первоначальному способу армиро¬
вания (А. Ф. Лолейта) стержни нижней
и верхней арматуры укладывали неза-
висимо* Этот принцип находит целесооб¬
разное применение при раздельном арми¬
ровании безбалочных перекрытий свар?
ными рулонными или .плоскими сетками.По способу Гипротиса — при арми¬
ровании рулонными и широкими пло-;
скими сетками — их укладывают по верху и по низу плиты в одном
(рис. XIII. 32) или в двух слоях. Армирование производится по обоим
направлениям, по полосам — надколонным и пролетным. Верхние сеткиРис. XIII. 33. Подставка для верх¬
ней арматурыукладывают на подставки, например, в виде каркасов, согнутых зиг¬
загом (рис. XIII, 33).В случае применения узких сеток с продольной рабочей арматурой
там, где плита работает в двух направлениях, сетки, укладывают в двухРис. ХГП.34. Армирование безбалочного перекрытия узкими сетками с продольной рабочейарматурой
§ 65. Безбалочные перекрытия423слоях, по двум взаимно-перпендикулярным Направлениям, а там, где
плитй работает в одном направлении, — в/одном слое (рис. XIII. 34).Соединение рулонных сеток по длине я ширине, а плоских сеток
в обоих направлениях производится рабочими стыками. Узкие сетки
укладывают без нахлестки.В междуэтажных перекрытиях надопорные сетки в местах располо¬
жения колонн прерываются за исключением самого верхнего перекрытия,
где эти сетки не- прерываются.Укажем еще на разновидность
безбалочных перекрытий, появив¬
шуюся в результате стремления
лучше использовать бетон, неоди¬
наково напряженный в разных
частях перекрытия, и этим путем
достигнуть экономического эф¬
фекта.Уменьшая толщину перекры¬
тия в менее напряженных местах
(при сплошном сечении бетона),
можно прийти к перекрытию, в
котором средняя часть панелей
получается углубленной (рис.XIII. 35, а); такой способ облег¬
чения перекрытия связан с
небольшим усложнением опа¬
лубки.Подобное облегченное безба-
лочное перекрытие (рис. XIII.35,б)
под нагрузку 3 ООО кг/м2 осуще¬
ствлено, например, при реконст¬
рукции автозавода имени И. А.Лихачева (ЗИЛ). По сравнению с
обычным безбалочным' перекры¬
тием достигнута экономия в бетоне
15,5% ив арматуре 5%.Можно также, сохраняя оди¬
наковую толщину плиты, произ¬
вести местное удаление бетонас заменой его материалом меньшего веса и стоимости в виде разного рода
камней, поместив в ребрах между ними необходимую арматуру.Что касается капителей и надкацительных плит, то их формы и
размеры, установленные разными нормами,, мало различаются между
собой.	•Испытания безбалочных перекрытий, проведенные ЦНИПСом,
показали, что- армирование капителей и надкапи'гельных плит не
вызывается необходимостью; растягивающие напряжения в них обычно
не возникают, а. напряжения сжатия всегда менвше допускаемых.
Однако-с целью получения возможно более надежной и прочной связи
колонн с плитой, а следовательно, и наибольшей жесткости их сопря¬
жения, капители и надкапительные плиты снабжаются легкой арма?
турой (рис. XIII. 36, с).Обычно капители армируют прямыми стержнями диаметром 8—
Юлш, поставленными по углам и по середине сторон и связанными по
высоте тремя-четырьмя горизонтальными хомутами диаметром 6 мм.
Пол укапители'армируют подобным же образом.Рис. XIII. 35. Облегченное безбалочное
перекрытие
424 Г лава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеНадкапительные плиты также армируют только по конструктивным
соображениям сеткой из стержней диаметром 8—10 мм через 10—15 см,
с отогнутыми вверх концами.Такое армирование полезно и против усадочных- и температур';
ных напряжений (особенно на случай пожара).3.	Расчет безбалочных перекрытийа)	Общие сведенияМетоды расчета безбалочных перекрытий можно разделить на три
группы: точные, приближенные и расчет по готовым формулам.1)	В развитии точных метод о в расчета безбалочных пере¬
крытий как пластинок, опирающихся на капители колонн, наибольшее
значение, имеют исследования акад. Б. F. Галеркина, Маркуса и Леве,
которые много способствовали выяснению Истинной работы безбалочных-
перекрытий1.Точные методы расчета не представляют затруднений для применения
их на практике только для обычных случаев равнопролетных плит; .для
этого случая имеются готовые таблицы (Леве), при помощи которых легко
могут быть определены изгибающие моменты и подобраны Необходимые
сечения.1	М. Я. Штаерман и А. М. Йвявский, Безбалочные перекрытия, Государ¬
ственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953; Д. Лев е, Бёз-
балочные покрытия, Государственное научно-техническое издательство, 1931.Рис. XIII. 36. Капители безбалочных перекрытий
а — армирование; б — типы капителей по инструкции ЦНИПСа
§ 65. Безбалочные перекрытия425.... Однако, несмотря на математическую строгость, эти методы не дают
совершенно точных решений вследствие ряда упрощающих предпосылок,
отступающих от истины. Так, в действительности: а) безбалочная. плита
не свободно лежит на капителях колонн, а заделана в них; б) опорные
реакции распределяются по площади капителей неравномерно и в) безу¬
словно существует влияние сводчатости. К этому надо еще присоединить
то обстоятельство, что перераспределение моментов, вызываемое пласти¬
ческими деформациями, не учитывается.2)	П р и б л и ж е н ные способы расчета. Точные, методы рас¬
чета (даже по таблицам) не получили распространения, и практика потре¬
бовала более простого, но достаточно надежного приближенного спо¬
соба расчета, применимого для разных случаев. Таким является способ
заменяющих рам, основанный на, разделении безбалочного перекрытия
на две системы взаимно-перпендикулярных рам. Этот способ, являясь
приближенным, дает результаты, настолько близкие к. найденным по
точным методам, что может применяться наравне с ними. Он рекомендован
инструкцией ЦНИПС1 для расчета безбалочных перекрытий с неравными
пролетами.До появления инструкции ЦНИПС у нас был распространен практи¬
ческий приближенный способ расчет^ А. Ф. Лолейта, по которому было
рассчитано и осуществлено много безбалочных перекрытий2. Сюда же
можно отнести и новейший метод расчета безбалочных перекрытий по
предельным состояниям с учетом перераспределения усилий вследствие
пластических деформаций, результаты расчета по которому близко под¬
ходят к результатам расчета по инструкции ЦНИПС.3)	Расчет по готовым формулам,, приводимым в инструкции
ЦНИПС и в разных зарубежных нормах. Этот способ применим только
для перекрытий с приблизительно одинаковыми панелями, т. е. в случаях,
когда расстояния вмёжду колоннами каждого ряда равны или отличаются
друг от друга не более чем на 20%.б)	Расчет по инструкции ЦНИПСИнструкция ‘ ЦНИПС составлена с учетом как теории безбалочных
перекрытий, так и разных норм. Кроме того, были учтены опыт эксплуата¬
ции безбалочных перекрытий и результаты испытаний (до разрушения)
безбалочных перекрытий, проведенных б. Государственным институтом
сооружений (ГИС) в 1931—1932 гг.Метод расчета, насколько возможно, упрощен введением оправдан¬
ных опытом эмпирических коэффициентов, снижающих расход арматуры.Инструкция дает указания по расчету и проектированию перекрытий
с равными и неравными прямоугольными и квадратными панелями.Расчет безбалочных перекрытий с равными пролетами. Инструкция
рекомендует три типа капителей (рис. XIII. 36, б): тип 1 — для небольших
нагрузок и тип 2 — для тяжелых нагрузок;. тип 3 допускается взамен
типа 2. Другие типы капителей допускаются лишь при условии надлежа¬
щей мотивировки.Расчетной шириной капители с считается измеренный на уровне
нижней поверхности плиты диаметр основания конуса, имеющего пря¬
мой угол при вершине и касающегося внутри очертания капители. Эта
ширина определяется из того соображения, что реакция опоры распреде¬
ляется в бетоне под углом 45°.1	ЦНИПС// Инструкция по расчету и проектированию безбалочных перекрытий,
Госстройиздат^ 1933.*	-К. В. С а х н о в с к и й, Железобетонные сооружения, ОНТИ, 1935.
428 . Г лава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеРасчетная ширина капители не должна быть меньше 0,2/. Если поз¬
воляют габариты помещения, рекомендуется в целях экономии мате¬
риалов капитель делать по типу 2 или увеличить с до 0,3 U	■ г
Во избежание продавливания плиты размеры и очертания капителей
должны быть выбраны так, чтобы предельная кривая графика / (рис. XIII.D37), соответствующая параметру А = 350 —^ при заданной полной на¬
грузке q в кг/м2, марке бетона в кг/см2 и форме капители в плане, будучи
наложена на очертание капители (/ или //), проходила целиком внутри
его.Рис. XIII. 37. Графики? для расчета безбалоч¬
ных перекрытийЭта формула основана на известном положении, что в многопролетной
равномерно нагруженной балке# (плите) полусумма абсолютных величин
опорных моментов одного пролета в сумме с пролетным моментом дает
в результате момент свободно лежащей балки того же пролета и^с той же
нагрузкой.
§ 65. Безбалочные перекрытия427Здесь, учитывая широкие опоры, образованные капителями, и пред¬
полагая распределение реакции по треугольнику (рис. XIII. 38), за рас-2четный пролет принят /р = / —^ с.С учетом указанных соображений изгибающий момент для свободно
лежащей балки с расчетным пролетом /р = 1Х—— с при нагрузке (g +
+ р) 1г на 1 пог. м будет:M01 = 0,125(g + p)V?(^^-) == 0,125И1(1 — -|^у, (XIII. 33)где Р — полная нагрузка (постоянная :
и временная) на одну панель
перекрытия.Суммарный момент М0 в средних
панелях распределяется между над-
колонной полосой и двумя пролетными полуполосами (рис. XIII. 39),
как указано в табл. 27.Остальные моменты находят, исходя из величин этих четырех момен¬
тов, путем их-умножения на коэффициенты, приводимые ниже.В крайних проле¬
тах расчетные моменты
плиты находят из соот¬
ветствующих моментов
средних пролетов путем
умножения их на
коэффициенты, согласно
табл. 28.Коэффициенты а, р
и Ч находят по графику
II (рис. XIII. 37) в за¬
висимости от соотноше¬
ния погонных жестко¬
стей верхней и нижней
крайних колонн и по¬
гонной жесткости ри- *
геля (плиты), т. е. от
отношения*в ~f“	г /(IВ I	J пНв-+-Нв) ' k •В формуле момент инерции ригеля принимается равнымТ —!*!?Jn— 12 •где /2 — ширина панели;
h — толщина плиты.Рис. XIII. 38. К определению расчет*
ного пролетаРис. XIII. 39. Схема расчетных моментов
428 Г лава XIII Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеТаблица 27МоментыОтрицательные ,
Положительные,ПолосынадколоннаяМх = 0,50 М0
М2 = 0,20 М0две пролетные полуполосыМ3 = 0,15 М0
Mt = 0,15 М0Таблица 28МоментыПолосынадколоннаядве пролетные полуполосыОтрицательные на первой проме¬
жуточной опоре ........Положительные пристенной Па¬
нели . . V	Отрицательные на крайней опореМ6 = а Мг
Мв = рМ2М7 = а М3м8 = щ,
Щ=1МЛМомент инерции колонны считается постоянным по всей ее длине
и равным моменту инерции ее бетонного сечения.В крайних (пристойных) панелях расчетные моменты MJ, М'2, М'3,
М'4 в. направлении края перекрытия, отнесенные к 1 м ширины, опреде¬
ляются из соответствующих расчетных моментов в средних панелях путем
умножения их на коэффициенты, приведенные в табл. 29.Т а б л и ц а 29МоментыПолосынадколонная полуполосапролетнаяОтрицательные	. м\ = 0,5iWjм'3 = 0,8М3Положительные	Щ = 0,5М2м\ = 0,8 MiТолщина плиты подбирается: при капители типа 1 (рис. XIII. 36; б)
по максимальному расчетному отрицательному моменту надколонной
полосы; при.'капители типа 2 или 3 — по максимальному положительному
моменту той же полосы.Для обеспечения необходимой жесткости толщина плиты должна
быть не меньше V82 /2 (большого пролета) для перекрытий с капителями
типа 1 и не меньше Vg5 12 для перекрытий с капителями типов 2 и <3; при
легком бетоне соответственно 1/27 h и 1/яп 12-Подбор сечений арматуры производится для опорных сечений и для
середины" пролета надколонных и пролетных полос.Сечение арматуры определяется по формуле .м0,7т.7(XIII. 34)АоОТа^агде 0,7 — эмпирический коэффициент, который учитывает влияние рас-;
тянутой зоны бетона, сводчатости и пр.
§ 65. Безбалочные перекрытия429Полезная высота сечения плиты в пролете для наружного слоя арма:турыdhQ i — h £1,5 см,полезной высоте144.4.Xs' ///, / ‘I и	,/■ I■и.3 Ц
Расчетная схема,±а для внутреннего слоя арматурыh02 =h—l,5d—1,5 см.Полезная высота опорного сечения при капителях типа 1 принимается
равной полезной высоте плиты, при капителях типа 3плиты плюс а при ка- ^пителях типа 2, если
уклон верхней части ка¬
пители не круче Vs, полез¬
ная высота опорного сече¬
ния принимается равной
действительной полезнойвысоте на расстоянииот оси колонны; при более
крутом уклоне указанной
части капители полезная
высота принимается так
же, как в предыдущем слу¬
чае, но не более полезнойhтолщины плиты плюс ~y .Перекрытия, опираю¬
щиеся по краю на колонны
и не имеющие выступаю¬
щих за колонны консо¬
лей, должны быть окай¬
млены бортовыми балками;
полная высота бортовой
балки не должна быть
меньше 2,5/г, где h —
толщина плиты.Расчет безбалоч¬
ных перекрытий с не¬
равными пролетами.Расчет безбалочного пе¬
рекрытия с неравными
пролетами производит¬
ся по способу заменяю¬
щих рам в следующем
порядке.1) Безбалочное пе¬
рекрытие заменяется
двумя системами вза¬
имно - перпендикуляр¬
ных рам, состоящих изплиты перекрытия одного этажа и примыкающих к ней сверху и снизу
колонн (рис. XIII. 40, а), причем последние считаются заделанными на
уровне выше- и нижележащих перекрытий. Рамы по каждому напра¬
влению рассчитываются на полную нагрузку (без учета шахматного илиТАА!* СЯ Ъ1и 4МдиU%%мт/77Мп2т лГ Vт тS 69 таРис. XIII. 40. К расчету безбалочных перекрытийа — схема заменяющих рам; б — распределен-ие расчетных мо*
ментов
430 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеполосового расположения временной нагрузки), приходящуюся на по¬
лосу перекрытия, равную по ширине расстоянию между серединами
двух смежных пролетов.2)	Момент инерции ригеля «заменяющей рамы», т. е. плиты перекрыт
тия указанной ширины, принимается равным в пролете величинеJ = !i+h.j^.	(XIII. 35)Момент инерции колонны считается постоянным по всей ее высоте
и равным моменту инерции' бетонного сечения колонны вне капители.3)	Влияние капителей на изгибающие моменты в плите и колоннахучитывается уменьшением длины ригелей — наа/3си колонн — на -|-.-Для крайней панели, опирающейся одной стороной на стену, расчет¬
ный пролет принимается равным/Р = /к—Г + 4’	(XIII. 36)где /к — расстояние от оси колонны до внутренней грани стены.В случае опирания крайней панели на балку, поддерживаемую
колоннами без полукапителей, крайний расчетный пролет принимается
равным/р«4 —(XIII. 37)где V —величина крайнего пролета, измеренная между осями колонн.4)	Заменяющие рамы рассчитываются методами строительной меха¬
ники 1 с упрощениями, допускаемыми «Инструкцией по расчету железобе¬
тонных рам и каркасов»2.В результате расчета должны быть определены: а) наибольшие поло¬
жительные моменты во всех пролетах; б) отрицательные моменты на
обоих концах каждого пролета заменяющей рамы; в) изгибающие
моменты в колоннах, расположенных по периметру перекрытия.Изгибающие моменты в промежуточных (средних) колоннах опре¬
деляются по формулам, приведенным ниже, в п. 9.5)	Плита для определения расчетных моментов разбивается по обоим
направлениям на полосы (рис. XIII. 40, б): а) надколонные, распростра¬
няющиеся от каждой линий колонн в обе стороны на V4 соответствую¬
щего пролета, и б) пролетные, занимающие оставшуюся между надколон-
ными полосами ширину; таким образом, каждая пролетная полоса состоит
из двух полуполос, принадлежащих двум соседним заменяющим рамам.6)	Найденные для ригеля заменяющей рамы моменты распределяются
так (рис. XIII. 40, б): а) 45% от величины положительных моментов пере¬
даются на две пролетные полуполосы и 55% на опорную полосу; б) 25%
от величины отрицательных моментов — на две пролетные полуполосы,
75% — на опорную полосу.7)	В крайних (пристенных) панелях расчетные моменты в направле¬
нии края перекрытия определяются, как указано в табл. 29.8)	Подбор толщины плиты перекрытия и сечений арматуры произ:
водится, как и для перекрытия с равными пролетами.1	Целесообразно рассчитывать эти рамы методом угловых деформаций, но возможно
также рассматривать ригель как неразрезную балку на упруго вращающихся опорах.2	А. А. Гвоздев и В. И. Мура ш е в, Инструкция по расчету железобетонных
рам и каркасов (проект), ЦНИПС, изд. Накромата тяжелой промышленности, 1932.
§ 65. Безбалочные перекрытия4319)	Промежуточные (средние) колонны рассчитываются на сжимаю¬
щие силы и изгибающие моменты; последние определяются по формулам:М =М.Pl2 + g(/f ~1\) Jb_
12 •£,pil+g{il-iVi tH12(XIII. 38)где р и g — временная и постоянная нагрузки на 1 пог. м заменяющей
рамы;/2 и 1Х —соответственно больший и меньший из прилегающих к ко¬
лонне расчетных пролетов заменяющей рамы;iB и iH — погонные жесткости верхней и нижней колонн;Ei — сумма погонных жесткостей всех элементов, сходящихся
в узле.10)	Колонны, расположенные по периметру перекрытия, рассчиты¬
ваются по моменту и продольной силе, получаемым из расчета заменяющей
рамы.В случае равных про- а)
летов моменты для расчета
колонн, расположенных
по периметру перекрытия,
вычисляются по сумме мо¬
ментов . соответствующей
надколонной и пролетной
полосы на линии тех же
колонн с учетом погонных
жесткостей нижней и верх¬
ней колонн, т. е. по фор¬
мулам:ТТТ(XIII. 39)Рис. XIII. 41в)	Расчет безбалочных перекрытий с
учетом перераспределения усилийЭтот метод расчета безбалочных пере¬
крытий в основном был разработан еще в 1940 г.
в б. ЦНИПСе А. С. Щепотьевым и В. С. Бул¬
гаковым под руководством А. А. Гвоздева.Как было подтверждено опытами, наиболее опасными нагрузками (загружениями}
для безбалочных перекрытий являются: полосовая через пролет и сплошная по всей
площади.	•Под действием таких нагрузок возможны две основные схемы йзлома перекрытия
(плиты) и расположения линейных пластических шарниров, исходя из рассмотрения
которых можно составить расчетые неравенства.При полосовой нагрузке одного ряда панелей пролетом между осями колонн
в предельном состоянии образуются три параллельных линейных шарнира (на всю длину
полосы), ограничивающих два жестких звена (рис. XIII. 41, а), ч Средний шарнир обра¬
зуется по оси загруженных панелей, а крайние линейные шарниры отстоят от осей
колонн на расстоянии сг, находящемся в зависимости от формы и размеров капителей.В крайней полосе при свободном опирании ее на несущую стену образуется всего
два линейных пластических шарнира — один в пролете и один на опоре, вблизи пер¬
432 Г лава XFII, Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитны*вого ряда колонн. При сплошном загружении всех панелей образуется в предельном
состоянии значительно большее число пластических шарниров. Так, в средней панели
образуются взаимно-перпендикулярные и параллельные рядам колонн линейные пласти¬
ческие шарниры с раскрытием трещин внизу (рис. XIII. 41,6 и в). Таким образом,
каждая панель разделяется на четыре жестких звена, вращающихся вокруг опорных
линейных пластических шарниров, оси которых расположены в зоне капителей, обычно
под углом 45° к рядам колонн. При этом, трещины над опорными пластическими шарни¬
рами раскрываются вверху, а по линиям колонн прорезают всю толщу плиты.В крайних панелях перекрытия схема образования пластических шарниров ме¬
няется в зависимости от конструкции опор — наличия полу капителей на колоннах
и окаймляющих балок или свободного опирания. на стену.В первом случае излома перекрытия, т. е. при образовании двух жестких звеньев,
ограниченных тремя пластическими шарнирами, расчет панелей (средних) на излом
производится из рассмотрения равновесия звена в пределах одной панели длиной /2.Условие равновесия моментов всех сил, приложенных к жесткому элементу дли-•	, « h — %ci
ной /2 и ширинои 	2	 » относительно оси, расположенной в плоскости опорногосечения (шарнира) и проходящей через центр тяжести сжатой зоны опорного сечения,
выражается- так;Phi^Y—сЛ2	^	(-^оп^к 4“ ^пр^п)»	(XIII. 40)где ci — расстояние от опорных .пластических шарниров до оси ближайших к ним
рядов колонн;li и /2 — расстояния между осями колонн в обоих направлениях;
р — нагрузка на 1 м2 плиты;Fоп — площадь сечения арматуры в опорном пластическом шарнире в пределах од¬
ной панели (/2);Fпр — площадь сечения арматуры в пролетном пластическом шарнире в пределах
одной панели (/2);zK и гп — плечи внутренних пар в опорном и пролетном пластических шарнирах.
Обозначим:^оп + ^пр = ^aiи введем понятия0°п = и 0пр = — коэффициенты распределения арматуры между опорнымии пролетными сечениями.Подставив эти значения в уравнение (XIII. 40), получимpl2 (l\ — 2cj)2	fzK	\—■ 8	— < ттЛъРпгъ ^оп + впр ) •	(XIII. 41)Это уравнение служит для решения основных задач прочности при полосовом
загружении плиты.Во втором случае, т. е. при образовании в панели четырех звеньев, расчет панели
на излом производится с помощью неравенства, левая часть которого представляет
собой работу нагрузки на возможном перемещении, а правая — затрату работы на де¬
формации, происходящие в пластических шарнирах при том же возможном перемещении.Для конструкций с симметричными панелями относительно обеих осей вывод рас¬
четной формулы проще производится также из рассмотрения условий равновесия момен¬
тов всех сил,- приложенных к четверти панели.Предельная нагрузка на четверть панели равнаplih.4 *центр тяжести этой нагрузки удален от повернутого под углом 45° к осям панели опор¬
ного пластического шарнира на расстояние(А. . h \ 1 .\ 4 _Ci + T“CV /2 ’момент предельной нагрузки относительно шарнира имеет величинуpi(_l_i_ h \ 1 '4	\ 4 + 4 —с1—с*) у j*
§ 66. Часторебристые перекрытия433Вследствие того что от четверти панели откалывается треугольник, остающийся
вместе с колонной, следует к полученному моменту прибавить еще дополнительный
момент от нагрузки, действующей на угловой треугольник, который выражается какР (Cl 4 С2)2 fa + с2) р fa 4- с2)3
2 ' 3/2 ~ 6/2Таким образом, полный момент внешних сил будет равенР (. Л (^i 4* с2)3 1
/2 \ 4 [ 4 -(с1 + сг)]+ 6 }\ 'Момент внутренних сил, действующих в пластических шарнирах по контуру рас¬
сматриваемого звена, относительно опорного пластического шарнира будет2	1^2 ^оп 1 ^оп 2) zk + (Fпр 1 ^пр 2) zu\•Окончательная расчетная формула принимает вид
p/l/o Г/l "Ь ^2	4 1“§ 2 —2с +	J ^ 2 on 1 ^оп 2) гк+(^пр i~J~пр 2) гп]* (XТТТ, 42)При квадратной панели, одинаково армированной в обоих направлениях, нера¬
венство имеет более простой вид:^ +.-3- (—) j ^ tnm^R^ {Fqtizk "Ь ^пргп) == П1т&Яд.Р^0ОП -f- 0Пр^ у	(XIII. 43)где	с—катет прямоугольного треугольника, отламывающегося от четверти панели;F0n 1» ^оп 2 — сечения опорной (верхней) арматуры на ширине панели;/’ai — сумма сечений арматуры одного направления в пролете и на опоре на
ширине панели.Здесь приведены только две основные расчетные формулы (XIII. 41) и (XIII. 43)
для средних панелей. Для их решения всякий раз необходимо задаваться значениямид • Fоп а	fnp ■	' .воп — ~е— и 0ПО = ~е— • Для средних панелей рекомендуется принимать;*	ai	r aiGon—от 0,5 до 0,67,
впр—от 0,5 до 0,33.Арматура по ширине располагается равномерно.При расчете крайних панелей может быть несколько случаев в зависимости от спо¬
соба опирания перекрытия и схемы излома панелей. Крайние панели могут быть кон¬
солями, могут поддерживаться полу капителями и окаймляющей (бортовой) балкой или
просто свободно опираться на стены. .Для всех этих случаев основная расчетная формула (XIII. 40) видоизменяется
главным образом в зависимости от случая излома полосы панели параллельно или пер¬
пендикулярно краю.§ 66. ЧАСТОРЕБРИСТЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ1.	Общие сведенияЧасторебристые перекрытия разных типов в статическом отношении
непосредственно примыкают к ребристым перекрытиям. Отличительной
их чертой является частое расположение ребер, промежутки между кото¬
рыми заполняют вкладышами в виде пустотелых блоков из различных
легких материалов или ящиков.По сравнению с ранее рассмотренными часторебристые перекрытия
имеют два существенных преимущества: а) благодаря вкладышам из
легких материалов и воздушным прослойкам достигается малая их тепло¬
проводность й звукопроводность и б) при их выполнении получается
434 Глава XI//. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныегладкий потолок, необходимый часто по гигиеническим или техническим
соображениям, а нередко и по архитектурным. Поэтому часторебристые
перекрытия особенно пригодны для общественных и жилых зданий.
Пролеты этих перекрытий могут достигать 7 м, что соответствует наиболь:
шей глубине комнат обычного размера.При выполнении этих перекрытий пользуются облегченной разрежен-^
ной опалубкой, а блоки образуют боковые стороны ребер. Поэтому не¬
редко их относят к сборно-монолитным перекрытиям. По существу же
они являются монолитными, так как несущие элементы выполняются на
месте.На выполнение разреженной опалубки требуется значительно меньший
расход лесоматериалов, чем на выполнение монолитных ребристых
перекрытий, примерно на 50%. Эти перекрытия могут найти применениев строительстве в тех
случаях, когда по ка¬
ким-либо обстоятельст¬
вам не могут быть вы¬
полнены сборные пере¬
крытия. В. зарубежнойпрактике они нашли
значительное распрост¬
ранение.Рис. XIII. 42. Схема часторебристого перекрытия	У нас известны восновном два типа ча¬
сторебристых перекрытий: 1) с ребрами одного направления и с запол¬
нением пустотелыми блоками или ящиками и 2) с ребрами двух напра:
влений (кессонные) с легкими камнями.В первом, наиболее распространенном типе, расстояние между ребрами
в свету не превосходит 70 см; толщина сжатой плиты колеблется от 3
до 5 см (рис. XIII. 42). Ширина ребер — от 6 до 12 см, обычно в них при
расстоянии между ребрами более .40 см ставят хомуты диаметром 4—6 мм
на расстояниях 25—30 см; рабочая арматура ребер 1, 2 и редко 3 стержня
диаметром 8—16 мм; предпочтительны сварные каркасы. Арматура в плите,
укладываемая поперек ребер, состоит по крайней мере из 3 стержней
диаметром 4—6 мм на 1 пог. м; предпочтительны легкие сварные сетки.
При пролетах более 6 м для лучшего распределения нагрузки (особенно
сосредоточенной) следует устраивать поперечное ребро, одинаковое по
ширине и арматуре с основными ребрами.Глубина заделки часторебристых перекрытий в кирпичную кладку
должна быть не менее 15 сму причем вкладыши не должны заходить в кладку
во избежание ослабления стены.2.	Часторебристые перекрытия с ребрами одного направленияа)	Вкладыши из камнейЭти вкладыши по роду материала могут быть легкобетонные или
керамические (рис. XIII. 43); в Закавказье и отчасти на Украине полу¬
чили применение вкладыши из ракушечника и туфа.Для лучшей связи штукатурки, а также и самих камней с бетоном
ребер наружную поверхность блоков делают шероховатой или рубчатой,
а боковым поверхностям ребер иногда дают обратный уклон, хотя в по¬
следнем и нет необходимости, так как сцепление между ребрами и вкла¬
дышами вполне достаточно.Предпочтительна форма вкладышей с выступающими полками у по¬
дошвы, так как при наличии их достигается однородность нижней поверх:* мин.ЗФЬмм.
| мин.З-Чсм	на лог.м ,642та <=70 смit
§ 66. Часто ребристые перекрытия435ности перекрытия и большая точность в ширине и шаге ребер, но при
небольшом уменьшении полезной высоты перекрытия. Выступы эти
во избежание их откалывания не следует делать слишком тонкими
(рис. XIII, 43, а, в). При отсутствии выступающих полок рекомендуется
в ребра закладывать плитки из материала вкладыша^ (рис. XIII. 43, б).Употребительные размеры легкобетонных камней (с заполнителями
из шлака, пемзы и пр.) — в плане 50 X 25, 40 X 25 см^ при высоте от
13 до 28 см (через каждые 3 см.) Толщина стенок камней^в зависимости
от прочности материала делается 3—4 см. Наружные углы камней (по'
линиям примыкания к реб¬
рам) делаются скошенными
или закругленными.Объемный вес камней не
более 1300 кг/м3\ предел проч¬
ности при сжатии 20—25 кг/см2.В конструкциях с кера¬
мическими камнями послед¬
ние также делаются разной
формы и величины. На
рис. XIII. 43, в приведе¬
ны пустотелые керамические
блоки типа Гипротис.Наименьшая толщина за¬
щитного слоя в ребрах 1,5 см,
как в толстых плитах.б)	Вкладыши из ящиковВкладыши между реб¬
рами устраивают иногда в
виде деревянных ящиков
(труб), которые в то же время
служат боковыми стенкамидля ребер, опалубкой для плиты и нижней поверхностью перекрытия
(рис. XIII.43, г).Иногда для лучшего укрепления ящиков ребра по высоте суживаются
кверху по 1 сж с каждой стороны.Ящики длиной 1—1,2 м и шириной 0,4—0,7 м делают из деревянных
рамок, установленных на расстоянии 25—40 см друг от друга и обтянутых
камышитом, соломитом или обитых просто тонкими дощечками или фане¬
рой. Во избежание проникания воды и раствора внутрь ящиков последние
сверху и с боков следует покрывать толем.Верхнюю железобетонную плиту следует делать толщиной не менее4	см.Здесь устройство железобетонных поперечных ребер-диафрагм яв¬
ляется более необходимым, чем в перекрытиях с кагянями, и их следует
устраивать при пролетах от 5 до 6 м—по одному, а при больших пролетах
не реже чем через 3 м.3.	Часторебристые перекрытия с ребрами в двух направленияхВ этих перекрытиях промежутки между перекрестными ребрами за¬
полнены также легкобетонными или керамическими камнями. В статиче¬
ском отношении они относятся к кессонным перекрытиям.В перекрытии, разработанном ЦНИПСом, заполнением являются
сплошные легкие вкладыши на всю его высоту (рис. XIII. 44). РазмерыРис. XIII. 43. Виды часторебристых
(размеры в см)перекрытии
436 Г лава XIII. II лоски'е перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныевкладышей в плакге от 40 х 40 до 50 X 50 см при высоте 14—26 см. Первое
начально снизу по периметру блоков устраивался небольшой- скос для
лучшего закрепления их; в действительности надобности в нем нет. Ширина
ребер 6—10 см; арматура их состоит из двух стержней диаметром 8 мм
и более. Хомуты в ребрах не ставят, так как обычно выполняется условиеQ < mRpbh0. Для армирования41--Ж^жт1vv09.22ребер предпочтительны сварные
каркасы. Как и в обычных кес¬
сонных перекрытиях, в крайних
четвертях панелей перекрытия,
примыкающих к прогонам, укла¬
дывается в 2 раза меньше стерж¬
ней, чем в средней полосе.4.	Особенности расчета
часторебристых перекрытийВерхняя плита, устраивае¬
мая в монолитных перекрытиях,
имеет большое значение: она рас¬
пределяет нагрузку между реб¬
рами, но ввиду незначительности
пролета не рассчитывается, за
исключением особых случаев (при
сосредоточенных грузах); плита
служит сжатым поясом ребер. Размеры плиты и ее арматуры назиа*
чаются в соответствии с установленными правилами (см. § 66, п. 1).При расчете ребер, как упругих элементов, расчетная нагрузка
принимается с поправкой (§ 14, п. 3):'А&Рис. XIII. 44. Кессонное часторебристое
перекрытие без плиты (размеры в см)g’ = g +1-ТРзи р =-г-р.Необходима проверка прогиба, который должен быть не более 1/300/:Прогоны рассчитываются обычным способом.Расчет кессонных перекрытий с легкими камнями производится ана¬
логично расчету обычных кессонных перекрытий с расстоянием между
ребрами менее 1 м.При подборе сечений перекрытия конструкции ЦНИПС с легкими
камнями ширина‘ребра принимается приведенной к бетону, т. е.&ПР-&Р + 1&.,	(XIII. 44)„п — приведенная расчетная ширина ребра на единицу ширины
плиты;6р — общая ширина железобетонных ребер, приходящаяся на еди¬
ницу ширины плиты;Ьк — ширина вкладышей на единицу ширины плиты;1 — коэффициент, учитывающий степень участия вкладышей
в работе на сжатие, определяемый по формуле;где ЬП1	= 0,5%-,(XIII. 45)RK и R — пределы прочности при сжатии материала камней и бетона.Предел прочности камнейгвкладышей RK должен быть не ниже
40 кг!см2.Для определения приведенной ширины Ьщ необходимо заранее
задаться размерами камней-вкладышей в плане и шириной ребер.
§ 67. Настилы437Б. СБОРНЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯСреди сборных железобетонных конструкций, применяемых в жилища
но-гражданском строительстве, элементы междуэтажных перекрытий
являются наиболее распространенными; стоимость их достигает 15 — 18%
всей стоимости общестроительных работ многоэтажных зданий (6—8 эта¬
жей). Поэтому на изыскание наиболее эффективных конструкций сборных
перекрытий обращено особое внимание.Все сборные междуэтажные железобетонные перекрытия по своей
конструкции могут быть разделены на следующие три группы, в порядке
их появления: 1) настилы, составляемые обычно из отдельных балоч¬
ных элементов, укладываемых вплотную друг к другу; 2) б а л о чн о-
блочные перекрытия, состоящие из балок и заполнения (вкладышей)
между ними в виде легкобетонных плит или блоков; 3) панельные
перекрытия — из крупноразмерных плит той или другой конструкции,,
называемых панелями.Из этих трех групп сборных перекрытий последняя является наиболее
индустриальной; она рекомендуется к преимущественному применению
при наличии соответствующих подъемных механизмов (до 3—5 т). Вторая
группа перекрытий применима при отсутствии кранов большой грузо¬
подъемности. Перекрытия же первой группы постепенно выходят из прак:
тики, но за рубежом они еще находят применение.В каждой из трех групп имеются конструкции с предварительным на*
пряжением; наиболее характерные из них рассмотрены в главе XI.Какие бы сборные железобетонные перекрытия не применялись
в жилых и гражданских зданиях, всегда должны быть предусмотрены
меры по звукоизоляции.Обособленно от перечисленных групп стоят два вида сборных пере:
крытий под тяжелые нагрузки для производственных зданий: 1) балоч*
ные и 2) безбалочные, появившиеся взамен соответствующих монолитных
ребристых и безбалочных перекрытий.§ 67. НАСТИЛЫНастилы являются первоначальным видом железобетонных сборных
перекрытий; они появились, можно сказать, одновременно с началом
применения железобетона в строительстве. Известны многие разновид¬
ности настилов, различающиеся главным образом формой поперечного
сечения элементов.При пролетах до 2 м применялись плиты сплошного сечения, а при
пролетах до 4 м — ребристые плиты с ребрами, обращёнными кверху.
Только при пролетах 4—7 м выгодными становятся балочные элементы
разных сечений, а именно: полого (с одной и двумя полостями), П-образ-
ного или коробчатого, двутаврового и др. Одни из этих профилей образуют
при плотной их укладке друг к другу одновременно гладкие пол и потолок,
другие — только гладкий пол или только гладкий потолок.Большое значение для распределения нагрузки на несколько элемен¬
тов имеет замоноличивание швов между элементами настила; оно уменье
шает прогибы настила до 15 %.Для жилых и гражданских зданий, наиболее целесообразными ока¬
зались пустотелые балочные элементы. Первоначально у нас эти эле-;
менты изготовлялись с одной прямоугольной полостью (балки Грубера
и «Стандарт-бетон»), затем в Закавказье нашли применение балки «Симкар»
(по предложению М. 3. Симонова и Г. Б. Карманова, 1936 г.) с одной
и двумя круглыми полостями, образуемыми при помощи металлических
сердечников.
438 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеПосле них некоторое время применялся двухпустотный настил
(рис. XIII. 45), разработанный Гипротисом. Этот настил изготовлялся
сечением 29,5 X 14 и 39,5 X 20 см, причем для образования пустот применялись гибкие резиновые сердеч¬
ники, надуваемые воздухом. Длина
настилов меньшего сечения достигала
6 му а большего —7 м; при длинах,
превосходящих соответственно 4 и5,2	Му элементы получали предвари¬
тельное напряжение, необходимое
для обеспечения их жесткости. Этот
настил явился прототипом совре¬
менных многопустотных панелей.Для перекрытий промышленных зданий и над подвалами граждан¬
ских зданий долгое время находил применение коробчатыйРис. XIII. 45. Двухпустотный настил.9, Петля для подъема/I-1,04,5м-2\Сечение М	Сечение 2-2П■Петля для
подъема
0 5 ммХомут
j ^ #5~6 ммРис. XIII. 46. Коробчатый настилнастил (рис. XIII. 46), впервые предложенный ГИСом1(проф. А. А. Гвоз:
дев) еще в конце первой пятилетки. Эти перекрытия находили применение
до последнего времени.Коробчатый настил обычно армируется отдельными стержнями, но
применяются и сварные каркасы. Хомуты диаметром 5—6 мм распола:
гаются в диафрагмах.При необходимости устройства гладкого
потолка к выпускам из швов между элемен¬
тами подвешивалась сетка и на нее наноси:
лась штукатурка.Дальнейшим развитием коробчатого на¬
стила явились панели ребристых конструк¬
ций для производственных зданий, опи:
сываемые ниже.При железобетонных прогонах сборное
перекрытие опирается непосредственно на
верхнюю грань прогона (рис. XIII. 47, а) или
на специальные полочки шириной не ме*;
нее 6 см, устраиваемые на его боковых гра:
нях (рис. XIII. 47, б).Первый способ проще, но он приводит к большей конструктивной
высоте перекрытия, что почти всегда является невыгодным.Г-л		WРис. XIII. 47. бпирание на¬
стила на прогон1 Государственный институт сооружений, позднее переименованный в ЦНИПС.
§ 68. Балочно-блочные перекрытия (сборные часторебристые)439500 -200О-Из балочных элементов настила, соединяемых путем замоноличива-
ния швов по всей высоте сечения, можно путем укладки над опорами
верхней арматуры получить неразрезное перекрытие (рис. XIII. 47).К настилам относятся и получившие у нас распространение предвари¬
тельно напряженные трехслойные плиты (см. рис. XI. 22), изготовляемые
на стендах при помощи специальных агрегатов.§ 68. БАЛОЧНО-БЛОЧНЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ (СБОРНЫЕ ЧАСТОРЕБРИСТЫЕ)Две основные разновидности балочно-блочных перекрытий разли¬
чаются в зависимости от вида заполнения, а именно: 1) балочные .с за:
полнением из плит (наката) плоского или ребристого сечения и 2) балоч-:
ные с заполнением из пустотелых легкобетонных камней (блоков) — сборные
часторебристые.. Балки для них
применяются преимущественно а)
таврового, иногда полого се¬
чений.Перекрытия с заполнением
из плит устраиваются по-
разному (рис. XIII. 48). При
небольших расстояниях между
балками (от 0,5 до 2 м) для за¬
полнения (наката) применяются
плиты сплошного сечения обыч¬
но из легкого бетона; их
укладывают по нижним пол¬
кам тавровых (рис. XIII. 48, а)
или полых балок (рис.XIII. 48, б), а иногда по верх¬
ним полкам (рис. XIII. 48, в).Это несколько увеличивает
строительную высоту перекры¬
тия, потолок получается реб¬
ристым, а перекрытие обладает
большей звукопроводностью;
но в этом случае по плитам можно без дополнительных конструкций
устраивать любые полы.б)\\\\\ Ч'ЧЧЧ Ч Ч ч ЧЧ ЧЧ Ч ЧЧЧ ЧЧЧУ УУ УЧЧ'ЧЧЧЧЧЧЧЧЧЧ’:чЧ^^ЧЧ\\ЧЧ^ЧЧЧЧ^\Ч\Ч\^^Ч\ЧЧЧЧ^Рис. XIII. 48. Виды перекрытий с заполнением
из плит5)600; 800600; 800-Рис. XIII. 49. Сборное часторебристое перекрытие
а — со сплошным полом; 6 — с полом по лагамВ помещениях с повышенной влажностью воздуха (более 70%) приме¬
нение легкобетонных и гипсобетонных плит не допускается.Второй вид перекрытий — сборные часторебристые — с заполнением
из двухпустотных или трехпустотных легкобетонных камней (рис. XIII. 49)
440 Г лава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеобладает большим весом, чем предыдущая конструкция. Обычно пусто¬
телые камни имеют одинаковую высоту с балками, что допускает устрой¬
ство пола любой конструкции. В этом перекрытии при тщательном запол¬
нении швов (замоноличивании) включается в работу и заполнение, что
способствует лучшему распределению сосредоточенных нагрузок.Сборные часторебристые перекрытия по сравнению с настилами тре¬
буют несколько большего расхода цемента, но обладают хорошими звуко-
и термоизоляционными свойствами.В помещениях с повышенной влажностью применение легкобетонных
камней недопустимо.До появления крупноразмерных элементов-панелей этот тип сбор¬
ного перекрытия был у нас наиболее распространенным.За рубежом перекрытия с заполнением керамическими и шлакобетон¬
ными камнями и плитами получили широкое развитие.§ 69. ПАНЕЛЬНЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ В ЖИЛИЩНО-ГРАЖДАНСКОМ СТРОИТЕЛЬСТВЕПанельное перекрытия появились в результате требований последо¬
вательной индустриализации строительства. и лучшего использования
подъемно-транспортных механизмов (башенных кранов). Эти перекрытия
могут быть мелкопанельными, когда каждая комната перекрывается не¬
сколькими элементами, и крупнопанельными, когда один элемент пе¬
рекрывает целую комнату. Рекомендуется последний тип панелей; при
них ускоряется сборка перекрытия, нет стыков в пределах комнаты
(или стыки сведены до минимума); эти панели легко могут быть за^
ранее отделаны (офактурены).Панели могут опираться на стены, ригели, несущие перегородки; они
могут опираться также и непосредственно на колонны — углами, при
помощи металлических столиков.Стыки панелей необходимо замоноличивать или соединять панели
сваркой при помощи стальных закладных деталей против возможных верти¬
кальных смещений при неравномерном загружении.Номинальные размеры панелей по ширине и длине обычно назнача¬
ются кратными 400 мм; высота принимается кратной 20 мм, а именно
140, 160 и 220 мм.Панели перекрытий должны изготовляться со всеми предусмотрен¬
ными проектом отверстиями для пропуска труб, вентиляционных каналов
и пр.Для подъема панелей при транспортировании и монтаже в них за¬
кладываются петли из круглой стали диаметром 8 мм по 4 петли на каж:
дую панель.Крупноразмерные панели (площадью не менее 7 м2) для перекрытий
имеют несколько разновидностей. Наиболее распространенными типами
панелей являются: многопустотные, ребристые, шатровые, раздельные
и сплошные. Многопустотные, а также сплошные панели наиболее при¬
годны и экономичны при полах из паркета или листовых материалов
(линолеум, древесно-стружечные плиты и др.), ребристые с плитой пони:
зу — при деревянных полах на лагах.1.	Многопустотные панелиМногопустотные панели представляют собой укрупненную разновид¬
ность двухпустотного настила, (см. рис. XIII. 45). Первоначально много¬
пустотные панели с круглыми пустотами изготовлялись также с приме¬
нением резиновых сердечников (рис. XIII. 50, а и б) — высотой 14 и 20 см;
при длине, превышавшей соответственно 4 и 5,2 м, панели выпускались
с предварительным напряжением.
§ 69. Панельные перекрытия в жилищно-гражданском строительстве 441Позже для формовки панелей с круглыми пустотами на узком кон¬
вейере Московского завода был разработан станок относительно простой
конструкции с гладкими стальными трубчатыми сердечниками (пустото:
образователями).На основе опыта вскоре был разработан агрегат для формовки круп:
ных многопустотных панелей размером на комнату.Панель высотой 22 см армируется двумя плоскими сварными сетками
из холоднотянутой проволоки (рис. XIII. 50, в); поперечные стержни при:
вариваются к рабочим стержням через каждые 20 см.В дальнейшем было налажено армирование панелей напряженной
обмоткой из высокопрочной проволоки (см. рис. XI. 25).Одновременно в Ленинграде было освоено изготовление сначала
двухпустотных панелей (площадью около 7,5 ж2) с овальными пустотами,затем трехпустотных и, наконец, широких многопустотных панелей на
комнату, площадью до 22 м2.Изготовление этих панелей на заводе «Баррикада» производится
по другой технологии, чем на Московском заводе, а именно, с применением
жестких бетонных смесей (.В/Ц = 0,35), уплотняемых вибрированием
с пневмопригрузкой сверху, т. е. панель фактически вибрируется сверху
и снизу. Все это позволило выпускать продукцию с минимальной тепловой
обработкой.На рис. XIII. 51 приведена разработанная Ленпроектом шестипустот^
ная панель пролетом 6 м в свету при высоте сечения 22 см. Такие, панели
армируются сварными каркасами из стержней горячекатаной стали перио¬
дического профиля и сетками из холоднотянутой проволоки. Марка бе¬
тона 200. Разработаны также предварительно напряженные падели
(см. рис. XI. 21).Сравнивая панели с круглыми и овальными пустотами, можно заме¬
тить, что последние более экономичны. Панели с овальными пустотами
имеют пустотность 60—65 % и приведенную толщину бетона 8,5 см, а с круг:
лыми — пустотность 45—47% и приведенную толщину 12 см,Имеются опасения, что панели с овальными пустотами шириной
520 мм не приспособлены к конвейерному производству, так как от сотря¬
сений может повреждаться верхняя плоская полка. Поэтому были пред¬
ложены панели с овальными сводчатыми пустотами, при которых, однако,
панель становится менее выгодной.
442 Глава XIII. Плоские перекрытий — монолитные, сборные и сборно-монолитныеСечение 2-2Сечение 1-1Рис. XIII. 51. Панель с овальными пустотами (Ленпроекта)
§ 69. Панельные перекрытия в жилищно-граоюданском строительстве 443На рис. XIII. 52 приведено поперечное сечение панели с овально-свод¬
чатыми пустотами; панели длиной 3,6 м при ширине 1200 мм и высоте
160 мм изготовляются заводами Главмосжелезобетона. Рабочей арматурой
нижней сетки являются стержни из стали марки 25Г2С, распределитель¬
ной — холоднотянутая проволока d == 4 мм; монтажная арматура в верх:
ней части — из той же проволоки диаметром 4 мм. Бетон марки 200. Свод¬
чатое очертание пустот обеспечивает прочность панели при немедленном
извлечении пустотообразователей, а при многоэтажном строительстве
делает ненужным заполнение пустот в опорной части панели, которое
в других случаях бывает необходимым во избежание ослабления стены.Для массового многоэтажного строительства; рекомендуются много¬
пустотные панели как с круглыми, так и с овальными пустотами, с устрой:
ством надлежащей звукоизоляции.С"UI §у 4• 1—350—-'22—350 —-
	1190	-^-350—-Рис. XIII. 52. Панель с овально-сводчатыми пустотамиНесмотря на значительные преимущества многопустотных панелей,
они пока не имеют еще широкого распространения в строительстве, так
как для их изготовления требуется дорогостоящее оборудование и техно¬
логия изготовления еще сложна. Поэтому нашли применение и другие
проверенные конструкции панелей.2.	Ребристые панелиВ жилищно-гражданском строительстве находят применение ребри-^
стые панели с ребрами кверху и плитой понизу; имеется несколько разно:
видностей таких панелей.Из хорошо освоенных производством можно привести ребристые
панели, разработанные институтом Ленпроект и изготовляемые на Ленин:
градском заводе «Баррикада».На рис. XIII. 53 показаны узкие и широкие панели для пролета
в свету 6 м при ширине соответственно 1,4 и 3,2 м и высоте 26 см. Кроме
ребер по контуру, имеются промежуточные ребра высотой 18 см; в первой
панели два ребра и во второй — два ребра в поперечном направлении и
и два — в продольном. Панели армируются сварными каркасами из стали
периодического профиля и сварной сеткой из холоднотянутой проволоки.
Марка бетона 200.Прогрессивные часторебристые панели с предварительным напряже¬
нием находятся в стадии проектирования и освоения.Представляет интерес предварительно напряженная часторебристая
«кессонная» панель с плитой понизу с непрерывным армированием из
высокопрочной проволоки как и в пустотных панелях (см. рис. XI. 25, а).
Высокая прочность стали позволяет сократить расход арматуры в них до
1,6 кг/м2 вместо обычных 6—7 кг/м2. Панель снабжена звукопоглощак>
щим шлаковойлочным ковром.Ведутся работы по изысканию конструкций из предварительно напря¬
женных тонкостенных ребристых панелей, изготовляемых методом проката.
При этом можно достигнуть минимальной приведенной толщины конструк¬
ции.
444 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеРазрез по1-(Т§Jo. 1ю.
U 23*85»|ЮРазрез по 2-2
ЛО J0разрез пр 3 ~3l£2j §О;CiloCNaK-35* ^см^ c-разрез па Ч-ЧАГ-2чЗПГIT)K-1a IlilLUllLLJ-LLLi-rfLrr:!-2/00 -Разрез no 5~5-6260-1	626060'-2000-CD■70Рис. XIII. 53. Ребристые панели (Ленпроекта)
а — общий вид панелей; б — конструкция панели шириной 1,4 м
§ 69. Панельные перекрытия в жилищно-гражданском строительстве 4453.	Шатровые панели и раздельные, перекрытияШатровые панели выполняются площадью на комнату. Перекрытия
с такими панелями применены в значительном количестве на строительстве
общежития для студентов и аспирантов в высотном здании Московского
Государственного университета.-3190; 3590-&Q4Z0Рис. XIII. 54. Разновидности .шатровых панелейЖК достоинствам шатровых панелей можно отнести: а) наличие глад-!
кого потолка с карнизом; готового под шпаклевку и окраску, б) простоту
изготовления как на заводе, так и на полигоне и в) малую строительную
высоту (вместе с полом 16—18 см).Основной тип шатровой панели для
перекрытия студенческой комнаты
показан на рис. XIII. 54, а.Толщина плиты принята с. за*
пасом 7 сму а приведенная толщина
составляет в среднем 9 см; расход
арматуры около 4 кг/м2; бетон
марки 250; вес наиболее крупной
панели 3 т. Арматурой служит
каркас из сварных сеток.На рис. XIII. 54, б показано
сечение шатровой панели с толщи¬
ной плиты в средней части 4 см.Для помещений больших пло¬
щадей шатровое перекрытие может
быть образовано из двух частей с
незаметным швом по периметру
плиты в пределах карниза
(рис. XIII. 54, в). Верхней частьюпанели является плита-вкладыш; нижней—карнизная замкнутая рама.Шатровые перекрытия особенно выгодны при вспарушенной плите (обо*
лочке). В этом случае приведенная толщина конструкции составляет всего
5—6 см при затрате стали 2,5—4,5 кг/м2.С целью улучшения звукоизоляционных качеств из шатровых панелей
может быть устроено так называемое раздельное перекрытие1Ригель или несущая
перегородкаРебра 190*60 через 800юо	,УУУУУУУ/УУУУУУУЩ1W 120 /'—270 -н I— Ребра ЮО *50 через 800Рис. XIII. 55. Раздельные панельные пере¬
крытия1 Н. В., М о розов, Раздельные панельные перекрытия, «Бюллетень строительной
техники» № 7, 1955.
446 Глава XIII. Плоские перекрытия—монолитные, сборные и сборно-монолитные(рис. XIII. 55, а), в котором верхняя панель пола отделяется от нижней
упругими звукоизоляционными прокладками.На рис. XIII. 55, б показан другой тип раздельного перекрытия,
образованного из ребристых панелей — верхней и нижней.4.	Сплошные панелиСплошные панели перекрытий выполняются из легких бетонов, в том
числе ячеистого. По опытам б. ЦНИПСа, для изготовления панелей с успе¬
хом может применяться также бетон на топливных шлаках, получаемых
от сжигания угля в пылевидном состоянии *.Сплошные панели могут быть однослойные и двуслойные. Плоские
однослойные (шлакобетонные) элементы (рис. XIII. 56) имеют прямоуголь-а — подъемные петлиное сечение с пазами в верхней части продольных сторон (для заливки
раствором при стыковании смежных панелей) и с четвертями снизу (для
шпаклевки швов между панелями).Из шлакобетона прочностью не ниже 100 кг1см2 (объемный вес не
более 1900 'кг/м3) могут выполняться панели толщиной 14 см (ПШ), 16
и 18 см (ПШТ) под нагрузку соответственно от 550 до 1 200 кг/м2.Для армирования применяются сварные сетки из стали периоди¬
ческого профиля и холоднотянутой проволоки. В крайнем случае может
применяться и круглая арматура, только в виде сварных сеток. Толщина
защитного слоя — не менее 15 мм.Подобные же панели могут изготовляться из ячеистого бетона. Однако
при обычных автоклавах диаметром 2,6 м можно выпускать эти панели
шириной до 1,8 м. Для изготовления широких панелей на комнату необ¬
ходимы автоклавы шириной по крайней мере 3,6 му а лучше 4,6 му которые
находятся в стадии испытаний.Двуслойны.е панели состоят из двух слоев — нижнего — из
тяжелого бетона марки 400, толщиной 35—45 мм9 в котором размещена
арматура, и верхнего — из легкого бетона прочностью 150 кг/см2.•В табл. 30 приведены данные о применяемых у нас панелях пе:
рекрытий.1	Указания по изготовлению шлакожелезобетонных сплошных панелей перекрытий
(У 126-53/Минстрой), Государственное издательство литературы по строительству и архи¬
тектуре, 1954.
§ 69. Панельные перекрытия в жилищно-гражданском строительстве 447С распространением перечисленных типов панелей заводского изго¬
товления ранее применявшиеся часторебристые панели с заполнением
пустотелыми керамическими или сплошными пеносиликатными камнями
оказались уже невыгодными. Они могут находить применение при отсут¬
ствии заводов железобетонных изделий и наличии местных легких запол:
нителей, как, например, пемзы, туфа (в Армении).Из зарубежных сборных железобетонных перекрытий можно указать
на необычные «подъемные плиты» (1 ift-slab), нашедшие применение в США
и Канаде (рис. XIII. 57).Рис. XIII. 57. Возведение здания по системе «подъемных плит»По этой системе, разработанной в США в 1948 г. (Сан-Антонио, Техас),
плиты перекрытий для всех этажей (до 7 этажей) бетонировались внизу
одна на другой, в виде штабеля, с разделяющими прослойками.Через 10 дней после бетонирования верхней плиты производится
подъем плит в проектное положение при помощи домкратов, установлен:
ных на колоннах.Для закрепления плит на каждую колонну надеты специальные сталь- .
ные кольца, которые после подъема перекрытия привариваются к заделан:
ным в бетон пластинкам.При расчете плиты рассматривались как безбалочные без капителейх.На рис. XIII. 57 показаны: справа — плиты в поднятом положении,
слева — перед подъемом.Преимущество этих перекрытий заключается в и;с быстром выполнен
нии: в день могут быть подняты и окончательно установлены две плиты.У нас ведутся исследовательские и проектные работы tio этому виду
перекрытий2.1	Академия архитектуры СССР, А. Д. Глухов с кий, Железобетонные безба¬
лочные бескапительные перекрытия для многоэтажных зданий, Госстройиздат, 1956. i2	А. Д. Г jj у х о в с к и й, Новый метод строительства многоэтажных зданий с без-
балочными бескапительными перекрытиями (Научное сообщение), 1958.
448 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные. сборные и сборно-монолитныеТаблица 30Данные о панелях перекрытий при нормативной нагрузке 600—700 кг/м2
	(включая собственный вес)	Длина
панели
в ммВысота сечения
в ммРасход стали в кг/м2Длина
панели
в ммВысота сечения
в ммРасход стали в кг/м2при сварных
сетках и
каркасах из
стали Ст. 5
и холодно¬
тянутой
проволокипри вы¬
сокопроч¬
ной
сталипри сварных
сетках и
каркасах из
стали Ст. 5
и холодно¬
тянутой
проволоки.при вы¬
сокопроч¬
ной
сталиМногопустотные панели3 9802204,8. 3 5802204,1—а) С овальными и круглыми3 1802203,4—пустотами2 9802203,1—2 7802203—6 2602208,6—5 86022083,2—3,83. Двуслойные панели4 6602206—б) С ]5 860160	4.9круглыми пустотами3 980160—3.139801604,3	3 5801604,3—4. Панели, бетонируемые на комбайне3 1801603,7	2 9801603,2—2 7801603,1—5 860200—1.94 660200—1.23 980160—1.12. Ребристые панели3 580160—0,953 180160	. 0,826 26026011,9—2 980160—0,75 86026092.32 780160	0,654 6602606—Примечания. 1. Номенклатура предусматривает панели перекрытий для
восьми пролетов: 6,4; 6; 4,8; 4; 3,6; 3,2; 3 и 2,8 м\ для пролетов 6,4; 6 и 4,8 м длина
панелей принята меньше на 140 мм, что обеспечивает возможность пропуска венти¬
ляционных каналов в стенах при опирании на них панелей.2. Ширина панелей для всех типов (кроме бетонируемых на комбайне) прини¬
мается кратной модулю 200 мм, с номинальными размерами 3 600; 3 400; 1 800; 1 600;1	200; 1 000; 800, 600 и 400. Панели шириной 3,6 и 3,4 м для пролета 6 м перекрывают
жилую комнату одним элементом и имеют вес до 5 т.§ 70. СБОРНЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
(ПОД ТЯЖЕЛЫЕ НАГРУЗКИ)1.	Балочные перекрытияОсновным элементом сборных балочных перекрытий являются панели
обычно ребристой конструкции с плитой поверху, которые опираются не¬
посредственно на прогоны (ригели), а иногда на полки прогонов.В разработанной Гипротисом конструкции перекрытия крупноразмер¬
ные плиты (панели) пролетом, равным расстоянию между прогонами,
имеют два продольных ребра, торцовые диафрагмы и два поперечных
ребра (рис. XIII. 58). По ширине панели приняты двух размеров: 1,2 и 1 м;
последние укладывают только по пристенным рядам колонн. Высота про¬
дольных ребер принята 350 мм (для покрытий 320 мм).Продольные и поперечные ребра панелей армированы плоскими кар¬
касами, обычно из горячекатаной стали периодического профиля марки
Ст. 5, а плиты — сварными сетками из холоднотянутой проволоки.На рис. ‘XIII. 58 показаны детали армирования.Конструкции узлов этого перекрытия рассмотрены ниже, в гла¬
ве XVIH.
§ 70. Сборные перекрытия производственных зданий (под тяжелые нагрузки) 449ПланГлГПо /-/ПО**60 fo^' 'sC^7c
-1790	*4-	2090	^235-2090-Рис. XIII. 58. Ребристая панель для перекрытий про¬
изводственных зданий
450 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитные2.	Безбалочные перекрытияПопытки разработать безбалочное перекрытие сборной конструкции
были начаты еще в 1933 г., но они не дали положительных результатов1.
Более удачная сборная конструкция была предложена В. В. Бург-маном * и разработана Промстройпроектом.
Разрез по /-/Согласно этому решению
(рис. XIII. 59), основными
сборными элементами без-
балочного перекрытия с
квадратной сеткой колонн
(6 X 6 м) являются балки-
плиты, опирающиеся на
капители колонн, и па¬
нели, опирающиеся на
балки-плиты.Межколонные (надко-
лонные) многопустотные
балки-плиты длиной 4,5 м
и шириной 2 м при тол¬
щине 30 см весят около5	т; многопустотные
плиты-панели, квадратные
в плане, размерами 4,23 X
X 4,23 му при толщине
16 см весят тоже около5	/72.Порядок монтажа сле¬
дующий. После ч соедине¬
ния жестким стыком ко¬
лонны с капителью и уста¬
новки готовых колонн на
место производится уклад¬
ка балок-плит, скрепляе¬
мых с капителью при по¬
мощи закладных сталь¬
ных частей; последними
укладываются на полки
балок-плит квадратные
панели, скрепляемые с
балками-плитами также
при помощи сварки зак¬
ладных частей. Марка бе¬
тона балок-плит и пане¬
лей 200; капителей 400.
Балки-плиты и панели ар-
'	мируются двойной армату¬рой в виде сварных сеток из стержней периодического профиля.В другом решении сборной конструкции безбалочного перекрытия
сопряжение капители с колонной запроектировано в виде болтового соеди¬
нения без сварки, причем плотное соприкасание, капители с торцом колон-Рис. XIII. 59. Схема сборного безбалочного перекры¬
тия1 — капители; 2 — балки-плиты; 3 — панели' 1 М. Я. Штаерман и А. М. Ивянский, Безбалочные перекрытия, Госу¬
дарственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.2	В. В. Бургман, Многоэтажные типовые производственные здания, «Строитель¬
ная газета» 3 ноября, 1954.
§ 72. Сборно-монолитные часторебристые перекрытия451ны обеспечивается нагнетанием цементного раствора в зазор между ко:
лонной и низом капители.Поэтажный стык колонн — тоже стаканного типа, не требующего
расхода большого количества металла на закладные детали.Средние плиты-панели опираются не на уступы надколонных балок:
плит, а непосредственно на капители колонн.Оба решения требуют еще практической проверки.Ниже, в главе XVIII, рассматриваются и другие конструкции безба:
лочных перекрытий и их узлов.В. СБОРНО-МОНОЛИТНЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯК этой группе можно отнести несколько разнородных видов перекры¬
тий, а именно: 1) перекрытия над подвальными помещениями; а) перекры¬
тия, относящиеся к типу часторебристых, получившие значительное рас¬
пространение в некоторых зарубежных странах; 3) предварительно напря¬
женные перекрытия, представляющие собой сочетание струнобетонных
элементов с монолитным бетоном.§ 71. СБОРНО-МОНОЛИТНЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ НАД ПОДВАЛАМИСборно-монолитные перекрытия рекомендуются для устройства над
подвальными помещениями. Одно из перекрытий этого типа состоит из
сборных парных прогонов, на которые укладывают часторебристые панелиРис. XIII. 60. Сборно-монолитное перекрытие над подвалома — узел перекрытия; б — ребристая панель; 1 — сборная железобетонная балка; 2 — сборная железо*
бетонная панель; 3 — монолитный бетонс ребрами, обращенными книзу (рис. XIII. 60). В промежуток между сбор¬
ными прогонами и панелями укладывают (по расчету) сварные каркасы
сборно-монолитного прогона и промежуток заполняется бетоном. Сверху
над панелями укладывают надопорную арматуру и слой бетона толщи¬
ной 10 см. Затем засыпают слой шлака и по нему укладывают слой шлаког
бетона и плитки или лаги и дощатый пол.§ 72. СБОРНО-МОНОЛИТНЫЕ ЧАСТОРЕБРИСТЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯЭти перекрытия отличаются от ранее рассмотренных монолитных
часторебристых (см. § 66) тем, что они выполняются без какой-либо опа¬
лубки.
452 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеИз большого числа типов сборно-монолитных часторебристых пере¬
крытий, распространенных за рубежом, приведем две конструкции из
применяемых в Австрии.На рис. XIII. 61, а показана конструкция перекрытия пролетом до 6м
из сборных железобетонных балок и трехпустотных бетонных камней,
замоноличиваемых укладкой бетона в ребра. Высота перекрытия 20—26 см,В другом перекрытии (рис. XIII. 61, б) функции балок выполняют
сварные фермочки из тавриков и уголков с заранее обетонированным
нижним поясом. На последний укладывают камни, подобные предыдущим,и перекрытие замоноличивают.Существуют и такие перекры¬
тия, в которых вместо ферм приме¬
няются штампованные балки из
листовой стали.Сборно-монолитные частореб¬
ристые перекрытия подобного
типа (только с фермочками из
круглой арматурной стали) до не¬
давнего времени находили приме¬
нение и у нас (в Ленинграде и на
Юге); на смену им пришли сборные
перекрытия.§ 73. ПЕРЕКРЫТИЯ, АРМИРОВАННЫЕ
ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫМИ
ЭЛЕМЕНТАМИВ этих перекрытиях вместо
стальных стержней укладывают
заранее заготовленные предвари¬
тельно напряженные (струнобе¬
тонные) элементы; возможно одно¬
временное использование и сталь¬
ной арматуры. Перекрытия, арми¬
рованные струнобетонными эле¬
ментами, могут быть как сборные,
так и сборно-монолитные; понятие об этих конструкциях было дано
в § 55, п. 3.В зарубежной строительной практике перекрытия этого рода нашли
значительное распространение, например, в Швейцарии, Англии, Швеции,
Франции, Польше, Австрии и др. .В Польше применяются перекрытия DMSZ, в которых совместно
работают предварительно напряженные элементы, пустотелые блоки
и монолитный бетон (рис. XIII, 62, а). Для более надежной связи с моно¬
литным бетоном струнобетонные элементы изготовляются с выступающей
кверху спиральной арматурой.Бетон для предварительно напряженных элементов применяется
марки 400; сталь — высокопрочная с пределом прочности 21 ООО кг/см2.В Англии широко применяются в жилых домах, школах и больницах
сборно-монолитные перекрытия системы Штальтона (рис. XIII. 62, б),
первоначально появившиеся в Швейцарии.Предварительно напряженные элементы здесь имеют вид балочек
(досок), собираемых на длинных стендах '(142 м) из керамических плиток
шириной 14,3 см, длиной 30,4 см и толщиной 6,1 см, имеющих четыре
продольных паза глубиной 4,1 см. В поперечные зазоры между отдель¬Рис. XIII. 61. Сборно-монолитные частореб¬
ристые перекрытияа— со сборными железобетонными балочками;
б— со сварными фермочками с обетонирован¬
ным нижним поясом
§ 73. Перекрытия, армированные предварительно напряженными элементами 453ными плитками устанавливают хомуты (скобы) из проволоки диаметром3,2	мм. Затем в пазы укладывают высокопрочную проволоку и произ¬
водят натяжение, после чего пазы и промежутки между отдельными
плитками заполняются цементным раствором.Полученные подобным путем предварительно напряженные элементы
используются как арматура перекрытия и как опалубка для опирания на
них пустотелых керамических камней. Поверх камней укладывают бетон,
в котором прокладываются трубы разных проводок.Выступающие хомуты служат для лучшего обеспечения совместной
работы напряженных эле¬
ментов и монолитного бе¬
тона.Керамические напря¬
женные элементы пере*
крытия располагаются на
расстоянии 152 см.Возможна также ук¬
ладка напряженных ке¬
рамических элементов (до¬
сок) вплотную — без пу¬
стотелых керамических
камней (см. рис. 11.9,6).В Швеции подобные
системы тоже нашли при¬
менение для устройства
перекрытий, покрытий, ба¬
лок и перемычек.Во Франции с 1953 г.
сборно-монолитные пере¬
крытия применяются в не¬
сколько другом виде (рис.XIII. 63). Здесь предвари¬
тельно напряженными эле¬
ментами служат струнобе¬
тонные балки таврового
сечения, изготовляемые в
керамических формах, т. е.
здесь керамические камни
используются в качестве
опалубки. Такая опалубка
применяется, по-видимому, с целью получения однородной нижней по¬
верхности (потолка) перекрытия, поскольку при разных материалах (бетон
и керамика) могут просвечивать полосы балочек. Для армирования
используется высокопрочная гладкая проволока диаметром 5 мм* укла¬
дываемая на дно керамической формы.По предварительно напряженным балкам укладывают керамические
пустотелые вкладыши и по ним бетонный слой. Из балочек здесь
также выпускаются хомуты для более надежной связи с монолитным
бетоном.Представляет интерес конструкция простого концевого упора, воспри¬
нимающего силу натяжения арматуры, достигающую 200 пг. Упор предста¬
вляет собой железобетонную стенку, заглубленную на 4 м и расположен¬
ную поперек стенда (рис. XIII. 64). В верхней части стенка заканчивается
двумя выступами, которые служат опорами для горизонтальных стальных
балок, непосредственно воспринимающих усилие натяжения.а)Рис. XIII. 62. Сборно-монолитные перекрытия с пред¬
варительно напряженными элементамиа — польское типа DMSZ; б — системы Штальтона
454 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеДля обеспечения устойчивости основной стенки на расстоянии 10 м
от нее устроена другая поперечная стенка, заглубленная на 3 м *.Укажем еще на сборные перекрытия в виде панелей (настилов), кото¬
рые вышли у нас из стадии опытных испытаний (разработаны ВНИИЖе-
лезобетоном). Произведенные в 1955 г, под руководством Э. Г. РатцРис. Х111. 63. Сборно-монолитное перекрытие с предварительно
напряженными балками и керамическими блоками (Франция)исследования позволили приступить к разработке ряда конструкций
перекрытий, армированных струнобетонными стержнями.Разработаны и испытаны настилы с овальными пустотами. С целью
более удобного размещения струнобетонной арматуры была несколькоРазрез по 1-1Рис. XIII. 64. Схема устройства упора
струнобетонного стенда1	— основная железобетонная стенка упора;2	— выступы для опирания упорных балок;3	— вспомогательная железобетонная стенка;4	— железобетонные распорки; 5 — шарниры;
6 — стальные упорные балки; 7 — натянутыеструнычивающей получение наиболее эк<
доведен до 52,7—53,4%).уменьшена ширина пустот и утол¬
щены ребра (рис. XIII. 65, а), что
привело к уменьшению процента
пустотности (около 50%), но общий
расход стали уменьшился в 4 раза.Для настилов с круглыми пусто¬
тами также могут быть использованы
струнобетонные элементы, причем
вледствие малой ширины ребер между
пустотами квадратные элементы
(стержни) укладывают на ребро
(рис. XIII. 65, б).ВНИИЖелезобетоном совместно
с Гипроавиапромом разработаны
ребристые плиты с ребрами вверх
и с ребрами вниз (рис. XIII. 65, в, г).Наконец, ВНИИЖелезобетоном
совместно с САКБ Мосгорисполкома
разработаны для испытаний насти¬
лы с овальными пустотами специаль¬
ной формы (рис. XIII. 65, д), обеспе-
омичного сечения (процент пустот*	К. Н. Карташов, Применение струнобетонных перекрытий с керамическими
блоками во Франции, «Строительная промышленность» № 12, 1956.
§ 73. Перекрытия, армированные предварительно напряженными элементами 45520W-203•36379,1Оm995-- 363-0375208)/0.7416«NjZLг)60-607-1E- mb -■607-£020§-1	*r-Ш50LU--603-шш1,5050,'120*1495--602 ■Рис. XIII. 65. Виды настилов, армированных струнобетонными стержнями
(по ВНИИЖелезобетону)
456 Г лава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеВсе эти виды перекрытий с брусками занимают по жесткости, упруго¬
сти и трещиностойкости среднее положение между предварительно напря¬
женными (струнобетонными) и обычными конструкциями железобетонных
перекрытий без предварительного напряжения.§ 74. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА СБОРНЫХ И СБОРНО-МОНОЛИТНЫХ ПЕРЕКРЫТИЙ1.	Перекрытия со стальной арматуройРасчет отдельных элементов сборных перекрытий — плит, панелей,
балок — производится на тех же основаниях, что и монолитных железо¬
бетонных элементов, но здесь имеется ряд особенностей.Сборные перекрытия должны рассчитываться на прочность и жесткость
с учетом не только эксплуатационных нагрузок, но также и всех монтаж¬
ных нагрузок, возможных при распалубке, транспортировке и сборке
перекрытий..Согласно НиТУ 123-55, для изгибаемых элементов, изготовляемых
на заводах и специально оборудованных полигонах с систематической про¬
веркой прочности бетона, арматуры и элементов в готовом виде1, прини¬
мается коэффициент условий работы конструкций пг = 1,1. При этом
сечение сборных элементов должно удовлетворять условию S6 < 0,6So,
а значения расчетных сопротивлений бетона должны приниматься по
строке Б табл. 8.При проверке на усилия, возникающие при перевозке и монтаже,
элементы рассматриваются как при дополнительном сочетании нагрузок
(СНиП, глава П-Б. 1, § 3), т. е. с умножением расчетных нагрузок (кроме
собственного веса) на коэффициент 0,8; при этом собственный вес эле¬
ментов вводится в расчет с коэффициентом динамичности 1,5.Для элементов всех типов, имеющих верхнюю сжатую полку,
расчет приводится к подбору таврового сечения. Сечение панелей с круг¬
лыми и овальными пустотами можно представить для расчета как дву¬
тавровое, с шириной полок Ью равной ширине панели: обычно для под¬
бора арматуры такое сечение приводится к прямоугольному шириной ЬП.При расчете на жесткость (определение прогиба) следует, исходить
из нормативной нагрузки и придерживаться во всем изложенного
в главе IX с использованием расчетных таблиц приложения VII. При
этом форма сечения должна приниматься возможно ближе к действитель¬
ной, которая может быть приведена к прямоугольному сечению, тавровому
с полкой в сжатой или растянутой зоне (ребристые панели с ребрами
книзу и с ребрами кверху) или двутавровому сечению (пустотные панели).Для того чтобы сечения панелей с пустотами привести к эквивалент¬
ным двутавровым сечениям, достаточно действительное сечение пустот
заменить прямоугольным с той же площадью и моментом инерции и с тем
же положением центра тяжести 2.При определении прогибов элементов сборных конструкций завод¬
ского изготовления разрешается принимать нормативный модуль упру¬
гости бетона согласно табл. 2.1	Инструкция по методике испытаний на прочность и жесткость железобетонных*	/ И 210-56 \ ^деталей сборных конструкции I МСПМХП /' Технические условия по контролю прочности. (ту 204-544 ги жесткости железобетонных деталей сборных конструкции 1д1СПМХПУ * Г°ССТР0ИИЗ‘дат, 1956.2	См. пример IX. 5.
§ 74. Особенности расчета сборных и сборно-монолитных перекрытий 4572.	Перекрытия, армированные предварительно напряженными элементами(стержнями)Ниже приводятся краткие сведения о расчете струножелезобетон¬
ных конструкций -применительно к временным указаниям (ВУЖ 3-56),
разработанным лабораторией железобетонных конструкций ВНИИЖелезо-
бетона.Расчет прочности этих конструкций производится по фор¬
мулам для расчета нормальных и наклонных сечений по предельным уси¬
лиям, что хорошо согласуется с результатами опытов.При расчете по образованию трещин в отличие от
обычных и предварительно напряженных конструкций различают не один,
а два момента: момент образования трещин в растянутой зоне окружаю¬
щего бетона (Мт.в) и момент образования трещин в струнобетонном
стержне (Мт.с)-При определении моментов внутренних сил Мт 0 и Мт с принимаются
следующие основные предпосылки: а) предельная растяжимость для
тяжелых бетонов ер = 1,5-10-4, для легких бетонов ер =2-10-4; б) спра¬
ведливость гипотезы плоских сечений; в) равномерное распределение пред¬
варительных напряжений по сечению струнобетонного стержня; г) потерн
предварительного напряжения в арматуре от усадки и ползучести бетона
оп = 1 500 кг!см2.Определение момента Мт 0 производится в предположении, что тре¬
щины в окружающем бетоне появляются при достижении им предельной
растяжимости ер и предельных напряжений /?р#0.При определении же момента Мт с, вызывающего первые трещины
в бетоне предварительно напряженного (струнобетонного) элемента, при¬
нимается, что в окружающем бетоне уже имеются трещины и он не вос¬
принимает растягивающих усилий. Трещины в бетоне струнобетонного
элемента появляются при его удлинении, равном сумме укорочения при
предварительном обжатии ei и предельной растяжимости бетона ер.При составлении уравнений равновесия должна быть учтена и обыч¬
ная арматура FR.Таким образом, например, для прямоугольного сечения:а)	по рис. XIII. 66, а моментМт. о = %бУб + ZH. сУи. с + 2a#a>	(XIII. 46)гдеZ6 = (h — xT'0)bRpi0;7 	Р f - ft *т- о а	р ри.	с	пб. сер h — XT.n	г6. с^р. о»h 	 Хт. п а0Уб = -7С (*т.о + 3/l);Уч. с = Ь а	1гхГ1(Уа. — ^ ао з *т. о*
458 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныегдеб)	По рис. XIII. 66, б моментс ^а. сУа. с ^аУ&с — Fб. Л. с + ^н. с (°о — °п + ^аер)'>г, = f(XIII.47)Ун.с = Ь — а — -з-хТ'С;
У а == ^	з" ^"т. с»Р == (g°	gf1^	•1 (14“	с */г — —— И а — ^п‘ с '
п— £н	~ /■б- с*Положение нейтральной оси определяется:
в первом случае из уравненияD — Z6 + с + Za;во втором случае из уравнения
§ 75. Технико-экономические показатели сборных перекрытий459Прирасчете жесткости в зависимости от степени загруже-
ния различают три Ьтадии: от М = 0 до Мт 0, от Мт 0 до Мт .и от М
до УИР.	...На первой стадии (М < Му_ 0) жесткость при кратковре¬
менном действии нагрузки определяется по формулеБкр = 0,85£б.о/б-На второй стадии (Мт 0< М < Мт-С), т. е. при эксплуата¬
ционной нагрузке имеются трещины в окружающем бетоне, но нет в струно¬
бетонных элементах.Жесткость при кратковременной нагрузке определяется по формулеПриведенная к арматуре площадь сечений струнобетонных стержнейF<tcF7 = FH +где F6 c — площадь бетона струнобетонных стержней;Пс =	ч^б- сЗначение определяется по таблицам приложения VII при следующих
значениях исходных данных:Еа	м 'а =Ътг-п\ п = 1Г±- и о'Ыь'" ”-Ео.0	Wo-Значение определяется по табл. VII. 4 приложения,При определении жесткости пустотных настилов величина Вкр умно¬
жается на коэффициент 1,2.На третьей стадии (Мт 0 < М < 1,2 УИТ# с) жесткость опре¬
деляется по формулеП __ D 	^	Р — °Т. С мтш с + 12 щ — Мт. с) •где Вт с — жесткость, вычисленная по моменту Мт с образования трещин
в стержне.При длительном действии нагрузки жесткость В определяется по
формуле (IX. 51),§ 75. ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКИЕ ПОКАЗАТЕЛИ СБОРНЫХ ПЕРЕКРЫТИЙ
В ЖИЛИЩНОМ СТРОИТЕЛЬСТВЕ *В табл. 31 приведены технико-экономические показатели для боль¬
шинства применяемых у нас в жилищном строительстве сборных железо¬
бетонных междуэтажных перекрытий х. В качестве эталона для сравнения
принято перекрытие с панелями, имеющими круглые пустоты, причем
все показатели отнесены к 1 м2 перекрытия. Расход стали показан, как1 Академия строительства и архитектуры СССР, А. А. Ш ер е н ц и с, Конструкции
междуэтажных перекрытий жилых домов, Госстройиздат, 195/.
460 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеТаблица 31Технико-экономические показатели сборных междуэтажных железобетонныхперекрытий (на 1 м2)2Трудоемкость5 .а- а о«Очел.-дняхРасход основных|г|*аа*в	%материаловТипн иSсоСто謫0мость в1 wконструкциик ж
Л оОруб.5U?и пола£ Ш
Оо
& «
0 оС-, Оа хЧисло типUIT.и ——/оо кгВес в —-/0%на постро
кевключая изтовлсниезаводесталькгв/0е.<иSОzl.113лес ь 	%1. Панели с круг¬12,22342126 (103)0,390,768,4350,075ГбоToo100100 (82)ТОО100100100100лыми пустотами;пол деревянный9,32342122 (87)0,190,477,45 (3)352. Панели с оваль¬
но-сводчатыми76Too10097 (69)496290 (35)100пустотами; полиз линолеума3. Панели с реб¬8,02£00790,440,687,45 (3)230,08рами вверх; пол651008863ПТ9090(35)6510/деревянный9,99375960,340,687,9354. Панели с реб¬8145011076879094100—рами вниз попрогонам; полиз линолеума5. Настил предва¬14,224911210,280.71(2.04)49рительно напря¬116Too143967294(24)140женный типа„Комбайн**; полиз линолеума5,87467960,580,86,9466. Балки тавро¬
вые с легкобе¬473501367614810582130—тонными камня¬ми по прогонам;пол из линоле¬умаправило, при сварной арматуре; расход высокопрочной стали для предва¬
рительно напряженных перекрытий указан в скобках.Из перечисленных сборных перекрытий наибольшее распространение
в данное время у нас получили перекрытия из ребристых плит, панелей
(весом 1,5—3 т) с ребрами, обращенными вверх. К ним примыкают пере¬
крытия из панелей с круглыми пустотами и более совершенные— с оваль¬
ными пустотами.Панели с ребрами, обращенными вниз, не получили еще распростране¬
ния; применение такой конструкции будет целесообразным, если ребри¬
стые плиты будут выпускаться с завода с законченной нижней поверхно¬
стью (подшивкой), не требующей дополнительной отделки на постройке.Предварительно напряженные настилы «Комбайн» (типа Шефера)
применяются успешно только там, где налажено их заводское производ¬
ство. Для этих настилов удачно решен вопрос укладки и натяжения ар¬
матуры, а также механизации многослойного бетонирования и формования
изделий. Усовершенствование этого настила должно идти в направлении
§ 76. Выбор типа перекрытий461формования элементов большей ширины и с пустотами более рациональ¬
ной формы.В районах, где еще не налажено производство железобетонных пане¬
лей и настилов, а также там, где нет достаточного количества мощных
монтажных механизмов, применяются перекрытия из тавровых балок
с легкобетонными камнями-вкладышами.Наконец, только в отдельных случаях в жилищном строительстве
находят применение плиты-панели с керамическими и пеносиликатными
вкладышами, как менее выгодные по сравнению с многопустотными.Надо отметить, что перечисленные в табл. 31 перекрытия являются
еще неэкономичными и недостаточно эффективными. Наименее удовлетво¬
рительными являются панели с круглыми пустотами, и они допущены к при¬
менению временно, до освоения производства более эффективных панелей
с овальными пустотами; качество последних еще больше повысится с при¬
менением предварительного напряжения.Изыскание для жилищ более легких и экономичных сборных пере¬
крытий, обладающих требуемой звукоизоляцией, является еще далеко
не решенной задачей и в этой области необходимы дальнейшие исследо¬
вания.Необходимо добиться максимального сокращения объемов тяжелого
бетона в перекрытиях за счет применения легкого бетона на природных
или искусственных (керамзит, термозит) легких заполнителях и исполь¬
зования предварительного напряжения (для повышения жесткости).За рубежом в жилищном строительстве наиболее распространенными
междуэтажными перекрытиями являются монолитные и сборно-монолит¬
ные часторебристые перекрытия с вкладышами из пустотелых легкобетон¬
ных и керамических камней, а также армокаменные конструкции, обла¬
дающие меньшей звукопроводностью и меньшим весом конструкции, чем
из тяжелого железобетона. Пустотные перекрытия (например, в Англии
двухпустотные с овальными пустотами) не находят большого применения.§ 76. ВЫБОР ТИПА ПЕРЕКРЫТИЙ НА ОСНОВЕ ТЕХНИЧЕСКИХ, ЭКОНОМИЧЕСКИХИ ДРУГИХ СООБРАЖЕНИЙПервостепенное значение при выборе типа перекрытия имеет назна¬
чение здания.В жилых и гражданских зданиях всегда следует применять
сборные железобетонные перекрытия с принятием необходимых мер по
звукоизоляции. Из рассмотренных видов сборных перекрытий предпочти¬
тельны панельные, как наиболее индустриальные. На одинаковых осно¬
ваниях могут применяться как многопустотные и ребристые, так и сплош¬
ные панели из легкого и ячеистого бетона. Последние будут выгоднее,
если и стены здания будут также выполнены из сплошных панелей.Шатровым панельным перекрытиям следует оказать предпочтение
при значительном количестве небольших помещений одинакового размера
(например, студенческие общежития). Они имеют то ценное преимущество,
что благодаря их относительной простоте их можно изготовлять полигон¬
ным способом на месте строительства; кроме того, они имеют и меньшую
конструктивную высоту по сравнению с другими перекрытиями.Для повышения качества панельных перекрытий в отношении их
большей жесткости и трещиностойкости следует применять предваритель¬
ное напряжение, что приводит одновременно к экономии металла.В случае, если нет возможности изготовлять панели на заводе или
получить подъемно-транспортные механизмы требуемой грузоподъем¬
462 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныености (5 т), а также при небольших объемах работ могут найти применение
и другие конструкции сборных перекрытий — из мелких элементов, на¬
пример, балочные (тавровые балки) с заполнением из легкобетонных кам¬
ней, которые могут быть изготовлены полигонным методом.Если же и это решение встретит затруднения и будет неэкономичным,
тогда придется обратиться к часторебристы^ перекрытиям. При этом в за¬
висимости от местных условий в качестве заполнения могут быть исполь¬
зованы блоки из легкого бетона (при наличии шлаков) или из природных
легких камней (туфа, ракушечника и др.), или, наконец, ящики из соло¬
мита, камышита и пр.В гражданских зданиях, а нередко и в крупных жилых зданиях для
перекрытий над подвальными помещениями следует применять сборно¬
монолитные перекрытия с ребристыми панелями. В случае затруднений
с получением готовых элементов, а также при небольших размерах пере¬
крываемой площади могут быть применены монолитные ребристые пере¬
крытия, выполняемые в инвентарной опалубке.В производственных зданиях также следует стремиться
к устройству сборных железобетонных перекрытий.При умеренных по величине полезных нагрузках (до 500 кг/м2) могут
быть применены обычные, несколько усиленные панели (многопустотные)
по железобетонным прогонам.При больших нагрузках применимы сборные балочные перекрытия
с ребристыми панелями или безбалочные перекрытия в зависимости от
характера производства. При производствах, технологический процесс
которых сопровождается выделением пылевидных частиц (мука и пр.),
а также, когда у потолка могут скапливаться газообразные продукты
разложения, как, например, в холодильниках, целесообразны безбалоч¬
ные перекрытия.При отсутствии необходимых подъемно-транспортных механизмов
(грузоподъемностью 5 т), а также при сложной конфигурации плана пере¬
крываемых помещений следует перейти к монолитным перекрытиям —
ребристым, кессонным или безбалочным, в зависимости от рода произ¬
водства.В местностях, подверженных землетрясениям, также следует при¬
менять сборные железобетонные перекрытия, преимущественно панельные,
но с надежной связью элементов между собой, эффективной против дей¬
ствия горизонтальных сил. В районах с сейсмичностью 9 баллов может
оказаться целесообразным применение монолитных или сборно-монолит¬
ных перекрытий.Таким образом, в каждом отдельном случае выбор конструкции пере¬
крытия должен быть обоснован технической и экономической целесообраз¬
ностью с учетом совокупности всех разнообразных условий и обстоя¬
тельств, но всегда, когда это возможно, следует отдавать предпочтение
сборным перекрытиям, как более приспособленным к индустриальным
методам строительства.Г. ПРИМЕРЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ПЕРЕКРЫТИЙ§ 77. ПРИМЕР XIII. 2 (СБОРНОЕ ПЕРЕКРЫТИЕ)Рассчитать и сконструировать сборное балочное междуэтажное перекрытие над
первым этажом, колонну и фундамент пятиэтажного промышленного здания.Ширина помещения 17,6 м (в свету между колоннами); высота этажа 4,8 м. Пол
асфальтовый по шлакобетонному слою толщиной 5 см. Полезная нагрузка (для всех
перекрытий) 750 кг1м2, бетон марки 200, за исключением фундаментов, для которых
§ 77. Пример XIII. 2 (Сборное перекрытие)463применяется бетон марки 150; арматура из- горячекатаной стали периодического про¬
филя марки Ст. 5. Расчетное сопротивление основания (грунта) 2 кг/см2. Стены здания
каркасные. Схема расположения элементов перекрытия приведена на рис. XIII, 67.й!/г--Щыftft-1ГIЖ-6000-шJp-fmIt--JftfpmiHE41-60000L—6ooo ш+■6000-Рис. XIII. 67. Схема расположения элементов сборного перекрытия1.	Ребристая панельПанель (рис. XIII. 68) проектируется применительно к типовой, разработанной
Гипротисом. Расчетный пролет 600—20 = 580 см; ширина панели 120 см\ высота сече¬
ния 35 см.НагрузкиСобственный вес панели с заливкой швов	 350 кг/м2Асфальтовый пол и шлакобетон	0,02-1 £00 + 0,05» 1 500 » 110 „Расчетные нагрузки:Постоянная нагрузка g =460 кг/м2
Полезная нагрузка р = 750 „Всего	q = 1 210 кг/ м2g' = l,l-460 «510 кг/м2
р' = 1,2-750 = 900 „<7' = 1 410 кг/м1Расчетная ширина сечения панели ЬП = 120 см.Подбор сечения панелиИзгибающий момент772.1,2 1 410»5,82» 1,2М =-87	100 кгм = 7,1 тм.Полезная высота сечения панели h0 = 35—4,5 = 30,5 смt
План464 Глава XIIJ, Плоские перекрытия ~ монолитные, сборные и сборно-монолитныеРис. XIII. 68. Ребристая панель
§ 77. Пример XIII. 2 (Сборное перекрытие)465h 6Ввиду значительной ширины панели ЬП = 120 см при	0,17 <0,2 ней¬тральная ось проходит внутри полки:М	710 000mbnh20 -1.Ы20.30,5»-5’79;при бетоне марки 200 и maRz = 2 400 кг/см2 по табл. V. 4 приложения нахо¬
дим fi =0,2487°/о;0,2487Fa = - 1(Ю 120.30,5 = 9,1 см2.Принимаем 2 0 18П + 20 16П (Fa = 9,11 см2).Проверка положения нейтральной оси:
та/?а^а = 2 400*9,11 = 21 914 кг; Rlibnhn = 100-120-6 = 72 000 кг; ma/?aFa < Rnbnhn,
т. е. нейтральная ось действительно проходит в пределах полки.Проверка прогиба панелиВвиду наличия защемления панелей на опорах (приварка к прогону и прокладка
стержней в швах) учитывается опорный момент.Принимаем арматуру опорного каркаса 1 0 16П (Fa = 2,011 см2);1,6 2,011 • 100
/Iq = 35 — 1,5 2 = 32,7 см; р. = 2»8*32 7 =по табл. V. 4 приложения находим Ч = 0,954 и вычисляемМ0 = mFaRa*th0= 1 *2,011 *2 400-0,954*32,7 = 150 560 кгсм « 1,51 тм,1,51что составляет уу 100 « 20°/о от максимального момента в пролете.* 8+16 0Для расчета жесткости принимаем среднюю суммарную ширину ребер —^— 2 ==24 см.Вычисляем а и f':о	Fa Ea о 9,11 • 2,1-10®bh0 ■ £Н - 3 24.30,5-2,9-105 “ 0,27;(6П — 6)	(120—24)611	6Л0 _ 24-30,5 -°>79;По табл. VII. 4 приложения при а = 0,27 и ч' = 0,79 находимК 6т) = 0,939.5; с = 0,736 и ?с = 0,2135 > = gQ-5 « 0,2.Величину ф определим при напряжении в арматуре под действием нормативной
нагрузки0,8Ми _ 0,8-1 210-1,2-100-5,82
°а “ F^h, 8-9,11- 0,9395 - 30,5 ” 1 870 кг,см ‘По табл. VII. 1 приложения при а = 0,27 и оа = 1 870 kzJcm2 находим ф = 0,909;Е	2 1- 10е£кр = -у Fach\ = Q909 ■ 9,11 -0,736-30.52 «= 14,4*10® кгсм2.Определение прогиба:
466 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеПри 0 = 1,5г , ^ + Р , 1ft (460 + 600) 1,5 + 150 . _/ —/кр	— 1Д9	j~210	= 1,71 см>f 1,71 1 J_/ ~ 580 “ 339 < 300 *Определение сечения арматуры в плите панели
Нагрузка на 1 м2 плитыСобственный вес плиты 0,06* 2500 	 150 кг/м2Пол		ПО *Постоянная нагрузка g = 260 кг/м2
Полезная нагрузка р = 750 „q = 1 010 кг/м2Расчетные нагрузки:£'= 1,1-260 = 286 кг/м2
р'= 1,2-750 = 900 .^=1186 .	кг/м2hУчитывая, что отношение пролетов плиты -у- ^ 1,8, т. е. близко к 2, плитурассчитываем как балочную.Расчетный пролет /р = 115—-2-13=89 см;Я'1% 1 186-0.892 0,4
М = - =	yq	= 58,7 кгм) /г0 = 6 — 1 — = 4,8 см;М	5 870А~ mbh% -1.1-100.4,8* -2’32-По табл. V. 5 приложения (maRa = 3 000 кг/см2), при бетоне марки 200 находим
р = 0,078°/о;0,078Fa = - - 100*4,8 = 0,375 см2.По табл. IX. 5 приложения принимаем рулонную сетку марки 3-15/3 с про¬
дольной рабочей арматурой Fа = 0,47 см2 и шириной 1 900 мм. Сетку укладываем так,
чтобы продольная арматура располагалась поперек панели; над опорами поперечных
ребер панели укладываются сетки той же марки.Расчет поперечной арматуры в продольном ребре панели
Поперечная сила	г; v „ ,ir<,1410-1,2.5,8	-Q =	^	= 4 900 /сг > mbh0Rp = 1,1 • 16 • 30,5-6,4 = 3 430 кг,т. е. расчет по наклонным сечениям необходим.В соответствии с табл. IX. 6 приложения принимаем поперечную арматуру диа¬
метром 6 мм, из стали марки Ст. 3.Наибольшее расстояние между поперечными стержнями по формуле (V. 28):0,1 mRubhl 0,1.1,‘ыоо. 16-30,52
и = q =	4 900 . — 33 сж.Кроме того, при h = 35 см и должно быть не более 20 см, Принимаем а =
=20 см.Предельное усилие в поперечных стержнях на единицу длины(4У _4 9002?i_06Wp	1,12-0,6-16.30,5s-100 - 22,2 кг/пог. см,
§ 77. Пример XIII. 2 (Сборное перекрытие]467Необходимая площадь сечения поперечных стержней на 1 пог. м панели по Фор¬
муле (V. 22а)<7Х 22,2-100
= -mZmlRT = Гб80 = 1 *32 см ‘пог‘ м•Фактически поставлено 2 0 6 с шагом 20 см, т. е.0,57/х = "ОТ = 2,85 см2!пог. м.2.	ПрогонРасчетный пролет1р = 600—40—2.15=530 см.Сечение прогона тавровое (рис. XIII. 69);h = 60 см, b = 25 сл*, 6П = 55 и Ап = 13 см.НагрузкиПостоянная нагрузка от панелей. . .	460-6 = 2 760 кг/пог. чСобственный вес прогона	 (0,60-0,25+0,30-0,13) 2 500 ^475 „Расчетные нагрузки:Постоянная нагрузка g = 3 235 кг/пог. м
Полезная нагрузка р = 750-6 = 4 500 „q = 7 735Расчетный моментПолезная высотаgf = 1,1-3 235 = 3 560 кг/пог. м
р' = 1,2-4 500 = 5 400qf = 8 960 кг1пог. м
Подбор сечения арматуры8,96-5,32
М =	g	= 31,5 тм.h0 = 60 — 2,4 — 2,8 — 1,4 = 53,4 см.Защитный слой принят равным суммарной толщине полки уголка и подкладки на
опоре: 1,2 + 1,2 = 2,4 см\М	3 150 000А “ mbnh20 ~ 1,1 -55-53,42 ~ 18’25’По табл. V. 4 приложения при бетоне марки 200 находим рп = 0,846%;Fa = 0,00846 - 55 -53,4 = 24,8 см\Принимаем 4 0 28 П (Fa = 24,63 см2).Расчет поперечной арматурыПоперечная сила у грани опоры Q = 0,5ql = 0,5-8,96-5,3 =5 23,8 m.В соответствии с табл. IX. 6 приложения принимаем диаметр прперечной арма¬
туры 10 мм.Наибольшее расстояние между поперечными стержнями по формуле.(V. 28)0,1-1,1-100.25-53,42
и =	q =	23800	= 33 см'Кроме того, должно быть соблюдено условиеh 60
и < ~2~ = “g- = см’
468 Глава XIII. Плоские перекрытия—монолитные, сборные а сборно-монолитныеонпир ВОУпрОt§^гIIс;соturn
одшэдьпиомИиОнпиуа/а/ апчаьзз
пип досеиIfOSiпившзд HQDU
-ЯХЗС OOMdDH* Л£ЯооClaст5соXSа.
§ 77. Пример XIII. 2 (Сборное перекрытие)469муле/х<72=Принимаем а = 25 см.Предельное усилие в поперечных стержнях на единицу длины(А- V\т)	23 8002	,^ “ 0,66^5 ~~ М2-0,6-25*53,4М00 -109*5 ^/пог. ок.Необходимая площадь сечения поперечных стержней на 1 пог. м балки по фор-
CV . 22а)qx	109,5-100= m„maRa ~ 1 680 6,52 см ,пог' м'Фактически имеем 2 0 10 с шагом 25 см, при этом
1,570,25= 6,28 см2, т. е. на 3,7% меньше требуемого, что можно допустить.3.	КолоннаДля расчета взята промежуточная (средняя) колонна нижнего этажаНагрузкиНагрузка от покрытия:рулонная кровля	 50 кг)м2собственный вес панелей и прогонов	 290 „утеплитель (шлак)			240 „снег	 100 пРасчетная нагрузка на 1 пог. м прогонаq\ = [(50+290)-1,1+240-1,2+100-1,4] 6 « 4 800 кг/пог. м.Расчетная нагрузка от междуэтажного перекрытия на 1 пог. м прогона8	960 кг/пог. м.Расчетная нагрузка на колонну нижнего этажа:от покрытия		4,8-6= 28.8 пгот четырех междуэтажных перекрытий . . . 4-8,96-6 = 216 „
собственный вес колонн 5 этажей	5-4,8-0,4*0,4-2,5 = 9,6 „Итого N & 253 т
Принимаем сечение колонны нижнего этажа 50x40 см (рис. XIII. 70)/0 480Отношение -у = - -jQ— = 12 < 14, т. е. <р = 1.Необходимое-сечение продольной арматуры по формуле (VI. 6)— — RnPF6 253 000—80-50-40
Fa - maRa ~	2 400	- 38>8 см •Принимаем 8 0 25 П (Fa = 39,27 см2).Хомуты диаметром 6 мм с шагом 30 см.Арматура консолей
Q = 23,8 т\ h0 = 60—3—1 = 56 см;/к = 30 см < 0,9-56 « 50 см\1,1-6,4-40.56 Л _
mRpbho =	j-qoo	= lo,77m < Q = 23,8 т,. необходима арматура по расчету.
470 Глава XIIJ. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-мондлитныз
’§ 78. Пример XIII. 3 (Монолитное перекрытие)471Площадь сечения косых стержнейQ23 8002mmH/na/?a sin а2» 1,1 -0,8-2 400*0,707= 7,97 см2.Принимаем 3 0 18 П (Fa = 7,63 см2).Расчет фундамента приведен в примере XIV. 3.§ 78. ПРИМЕР XIII. 3 (МОНОЛИТНОЕ ПЕРЕКРЫТИЕ)Рассчитать и сконструировать монолитное ребристое перекрытие с балочными
плитами по данным примера XIII. 2. Опалубочный план перекрытия приведен
на рис. XIII. 71.1.	ПлитаДля определения расчетных пролетов плиты (рис. XIII. 72) принимаем высоту600сечения второстепенной балки h — — j3— « 45 см и ширину 6 = 20 см.Расчетная величина средних пролетов плиты (в свету)1 =60020''■2—2“ = 180 см.Расчетная величина крайних пролетов плиты при заделке главной балки в стену
на 38 см и при толщине плиты h = 8 смh ' 600 38 20 81	— 10+ 2 “ 3 2 “ 2 + 2 = 175Принимаем толщину плиты h = 8 см.НагрузкиСобственный вес плиты 0,08-2 500 	-. -200 кг/м2
472 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолит нывАсфальтовый пол по слою шлакобетона 0,02* 1 800+0,05* 1 500 = 111 кг/м2Постоянная нагрузка ... g & 310 кг/м2ПолезнаяРасчетные нагрузкиg' = 1,1-310
р' = 1,2-750= 340 кг/м2
= 900 .Полная расчетная нагрузка q' == 1 240 кг/м2
Для расчета принимаем полосу плиты шириной 1 м.В крайних пролетах
МЛ =Изгибающие моментыШ' + Р') /? 1 240-1,75^1111В средних пролетах и над средними опорамиМ, я =fe' + p')161 240-1,82
16= 344 кгм.= 251 кгм\Мс =—251 кгм.Над вторыми' от края опорами при непрерывном армированииМв = -te' + P0 ?
и1 240-1,82
11= — 366 кгм.Определение толщины плитыТолщину плиты определяем по наибольшему пролетному моменту Mi = 344 кгм.
При бетоне марки 200, арматуре — в виде сетки из холоднотянутой проволоки
(maRa = 3 000 кг/см*)* приняв ц = 0;5%, по табл. V. 5 приложения находим г = 0,268
и получаем'Vis-*» V-34 400100= 5 см.
§ 78. Пример XIII. 8 (Монолитное перекрытие)4730,5 “Полная толщина плиты 5+1+ —^— = 6,25 см < 8 см.Принимаем: h = 8 см и h0 = 8—1,25 = 6,75 см.Подбор арматуры
В крайних пролетах М1 = 344 кгм;А - Ml	34 400 7 55Л ~ mbh\ - Ы0О-.6.75* “7-55и по табл. V. 5 приложения [л = 0,265%,Fa = 0,00265-100:6,75= 1,79 см2.В ереднйх пролетах и над средними опорами М = 251 кгм;25 100^ = 100-6 752 =	“ 0,1894%;Fa = 0,001894-100-6,75 = 1,28 см2.Над вторыми от края опорами Mg = 366 кгм;36600^ = 100• 6,752 = ^ = 0,279%;Fa = 0,00279-100-6,75 = 1,88 см2.По сортаменту сварных сеток (табл. IX. 5 приложения) для средних пролетов
сечения 1—1 (рис. XIII. 72) принимаем рулонную сетку марки 5-15/4 (Fa= 1,31 см2).
В крайних пролетах и над первыми промежуточными опорами укладывается дополни¬
тельная сетка марки 4-20/3 (Fa = 0,63 см2) у и тогда * все сечение арматуры будет
равно Fa = 1,31 + 0,63 = 1,94 см2; дополнительная сетка заводится за первую про¬
межуточную опору на V4 пролета плиты.Для средних пролетов, окаймленных балками (сечение 2—2)t Fa = 1,28*0,8 =
= 1,02 см2; принимаем сетку марки 5-20/4 (Fa = 0,98 см2).В крайних пролетах принимаем дополнительную сетку марки 4-15/3 (Fa =
= 0,83сл*2). Все сечение арматуры в крайнем пролете будет равно Fa = 0,98 + 0,83 =
= 1,81 см2.2.	Второстепенная балкаПредварительные размеры второстепенной балки (рис. XIII. 73) были приняты
45x20 см.Для определения расчетных пролетов задаемся размерами главной балки:г бооh = -уд- = ■ |Q - = 60 см; b — 30 см.Расчетные пролеты второстепенной балки:средние пролеты L = 6 — 0,3 = 5,7 м;
крайние пролеты /2 = 6 — 0,15 = 5,85 м.НагрузкиПостоянная нагрузка от плиты		310-2 = 620 кг}пог. мСобственный вес балки	 0,2 (0,45—0,08) 2 500 = 185Постоянная нагрузка g = 805. кг/пог. мПолезная нагрузка р = 750*2 = 1500 кг/пог. м<7= 1805.Расчетные нагрузкиg' = 1,1* 805 » 890 кг/пог. м
р' = 1,2-1 500 = 1800 „Полная нагрузка q' = 2 690 кг!пог. м+V;:
474 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеРис. XIII. 73. Второстепенная балка
§ 78. Пример XIII. ч3 (Монолитное перекрытиеJ475Расчетные моментыВ крайних пролетах2 690-5,852= 8 370 кгм.В средних пролетах и над средними опорамиМ2 — 16 — 16= 5 4G0 кгм.16Мс = 5 460 кгм.На опоре ВМв = 8 370 кгм.
Определение размеров сеченияПредельная высота сечения балки (на опоре В) с одиночной арматурой будетПринимаем h = 45 см; b = 20 см.Полезная высота:в пролетах hQ = 45—3,5 = 41,5 см;на опоре (при арматуре в виде сеток) hQ = 45—2 = 43 см.Подбор арматуры
Крайние пролеты: MJ = 8 370 кгм; сечение тавровое £п = 200-ёЛ*;По табл. V. 4 приложения цП = 0,103%;Fa = 0,00103.41,5*200 = 8,55 см2.Принимаем 2 0 18П + 2 0 16П (Fa = 9,1 см2).
Средние пролеты:у М2 = 5 460 кгм;^ — 200*41,52 —— 0,0668%;Fa = 0,000668.200-41,5 = 5,55 см2.Принимаем 2 0 20П (Fa = 6,28 см2).Опора В: М^ = 8 370 кгм,чему по табл. V. 4 приложения соответствует г = 0,198:546 000837 00020 -432 22,5’
476 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныепо табл. V. 5 приложения [х = 0,866;Fa = 0,00866-20.43 = 7,44 см2.Принимаем две рулонные сетки с поперечной арматурой площадью сечения каждая
7,44на 1 пог. м /а = ^ = 1,86 см2, чему соответствует сетка марки 4/5-10 шириной
230 см (Fa = 1,96 см2).Средние опоры: Мс = 5 460 кгм\546 000
А ~ 20• 432 — 14,8;по табл. V. 5 приложения ц = 0,5365%:Fa = 0,005365-20-43 = 4,62 см2.4,62	г оНа 1 пог. м fa — '2.2 (Г = см~'Принимаем сетки марки 4/5-15 шириной 230 см {Fa = 1,31 см2).Расчет поперечной арматуры
Наибольшая поперечная сила1.20-43*6,4Q% = 0,6^/х = 0,6*2,69*5,85 = 9,45 т > mbh0Rp =	j-qqq	= 5,5 т,т. е. расчет по наклонным сечениям необходим.В соответствии с табл. IX. 6 приложения при диаметре рабочей арматуры 18 мм
принимаем поперечную арматуру диаметром 6 мм из стали марки Ст. 3.Наибольшее расстояние между поперечными стержнями по формуле (V. 28)и20,1 mRJ)h% 0,1*1* 100-20-432
и = Q =	9-450^ = 39,2 см.45При h = 45 см и .должно быть не более —«j— = 22,5 см.Принимаем а = 20 см.Предельное усилие на единицу длиныШ’9 450*<7Х = 	5	 = 	= 40,3 кг/пог. см.0,6bhlRa .0.6-20-43М00Необходимая площадь сечения поперечных стержней на 1 пог. м
qx	40,3-100 „ ,,Ь = = 1 680 ~ = 2’40 см /пог- м-В действительности имеется 2 0 6 мм с шагом 20 см, т. е.0	57fx = J ^ - = 2,85 см2/пог. ж.В средних пролетахQ = 0,5^2 = 0,5-2,69-5,70 = 7,65 т < 9,45 т. .Расстояния между поперечными стержнями оставляем те же, что и в первом про¬
лете, т. е. 20 см; диаметр поперечных стержней оставляем также 6 мм (вместо 8 мм
по табл. IX. 6 приложения), учитывая их небольшую напряженность.
3.	Главная ‘балкаРазмеры сечения главной балки (рис. XIII. 74) приняты 60x30 см.Эпюра изгибающих момент од и материалодРис. XIII. 74. Главная балкаНагрузкиПостоянная нагрузка (нормативная)Вес плиты и пола с площади 6х2лс310-6*2 		3 720 кгВес второстепенной балки 0,2*0,37*6*2500 		1 МО „Вес главной балки (отрезка длиной 2 м) 0,3-0,52*2*2 500 .... 780 „Итого... GH= 5 610 кгРасчетная постоянная нагрузка G = 1,1 -5 610 	 6 170 кгВременная нагрузка Ра = 750-6-2 	 9 000 яРасчетная временная нагрузка Р= 1,2*9 000 		 10 800 „
478 Глава XIII. Плоские перекрытия -= монолитные, сборные и сборно-монолитныеИзгибающие моментыИзгибающие моменты, действующие в сечениях балки при разных загружениях,
приведены в табл. 32.Таблица 32НагрузкаЗагруженные про¬
летыИзгибающие моментыв тмMiМ 2мвПостояннаяI, II, III9,052,49—9,90I, III18,75—8,62—8,62ПолезнаяII—2,8513,00—8,621, и———20,15Н аиневыг однейшая—27.8015,49—6,13—30,05Учитывая пластические деформации, производим перераспределение изгибающих
моментов для случая загружения временной нагрузкой двух первых пролетов. Величину
опорного момента уменьшаем на 30%, т. е. до величины Мд=—0,7*30,05=—21,03 тм.При этом величины расчетных пролетных моментов остаются без изменения, так
как и при увеличении их за счет перераспределения при данном загружении они оста¬
ются меньше, чем при наиневыгоднейшем загружении.Поперечные силыа)	От наиневыгоднейшей нагрузкиМв	21,03Qa = (G + P) — -f - = 16,97 — —= 13,48 m\Mrj	Qg = (G + P) + -f- = 16,97 + 3,51 = 20,5 m\QJP = G + P = 16,97 m.б)	От постоянной нагрузкиMr	9,9Qa = G —	= 6,17 — Yo* = 4’52MrQ* = G + —p- = 6,17+ 1,65 = 7,82 m.Q£P = 6,17 m.Проверка размеров сеченияПроверяем сечение на действие изгибающего момента у грани колонны, величину
которого определяем в запас прочности приближенно. Сечение колонны принимаем
40 х 40 см. Момент на граниМв= — 21,03 + 6,17 Ц- = — 19,80 тм.
хПо табл. V.1 приложения при -г- = а = 0,55 г0 = 1,58;по1	ГИГ	1 / 1 980000К~гйУ т«?н ~ 1,58 V 30-100 ~ 40 А см-
§ 78. Пример XIII. 3 (Монолитное перекрытие)479Принимаем h = 60 см; b = 30 см.Подбор сечения арматуры
В крайних пролетах = 27,8 тм.600Сечение тавровое ЬП = -у = 300 см;h0 = 60 — 4 = 56 см;		ЖШ= = 0’581; f-0’1259»; F. = T§rSOO-56«21,lt300Принимаем 4 0 22 П + 2 0 20 П (Fa = 21,48 см2).В среднем пролете М2= 15,49 тм;М 1 549 ООО
~ mbah% ~ 1 -300-562 = 1,65; = °'0694%;0,0694 „Fa = |qq 300-56 = 11,65 см2.Принимаем 2 0 20 П + 2 0 18 П (Fa = 11,37 см2).Верхняя арматура определяется по моменту М2 мин = — 6,13 тм.Сечение прямоугольное hQ = 60 — 4 = 56 см;Л 613 000А = = 6,52; н- = a28i%4
0,281Fа = • |QQ 30-56 = 4,72 см2.Принимаем 2 0 18 П (Fa = 5,09 см2).На опоре В сечение прямоугольное; /z0 = 60 — 6 = 54 см; Мв — 19,80 тм;
, 1 980 000А — 30-542 — 22,7; р. — 1,088%;1,088Fа = |QQ 30-54 = 17,6 см2.Принимаем 4 0 25 П (Fa = 19,64 см2).Расчет на поперечные силы
Опора A: Q& = 13 480 кг > mbh0Rp = 30-56-6,4 = 10 750 кг;т2\т)	13 4802	о 0Ч*~ 0fibh2QRu ~ 0,6-30-562-100 — 32,3 кг!пог- см-Принимаем поперечные стержни диаметром 8 мм с шагом 30 см; .mamaRafyfi 1 680-0,503-2 Г(,0^0ПП_,	^	^ — 2Q — 56,3 ^ 32,о K2j пог. см.Максимальное расстояние между поперечными стержнями0,1 mbh\Rn 0,1 -30-562-100 fiQ о ^ чп
Ц =			=			= 69.8 > 30 см.СМ2.
480 Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитныеОпора В: Q£ =20 500 кг;20 5002= 80 кг/пог. см••9lt_ 0.6-30-542-100Учитывая работу поперечных стержней в опорных и пролетных каркасах, полу¬
чаем:Учитывая работу поперечных стержней трех каркасов, получаем обрыв второго
каркаса влево от опоры В на расстоянииВ пределах этой зоны имеется 6 0 8 (Fa = 3.02 см2).Требуется дополнительно поставить Fa = 8,15— 3,02 = 5,13 см2.Принимаем две сетки по 4 0 10 (Fа = 6,28 см2).Согнутые ‘ сетки, показанные в зоне отрицательных моментов главной балки
(рис. XIII. 74), в данном случае могут быть заменены соединительными стержнями.Согласно И 122-56, охватывающие сетки или соединительные стержни, приваренные
на расстоянии не более 20 диаметров рабочих стержней, следует применять только при
наличии расчетной сжатой арматуры.1 680 • 0,503 • 4= 112.6 > 80 кг/пог. см\<7х— зо0,1-30-542-100
20 500= 42,6 см> 30 см.Обрывы опорных каркасов
Обрыв первого каркаса влево от опоры В7 820W — 2*84 45 ~1~ 5-2,4 = 58 см,Обрыв первого каркаса вправо от опоры Вw = 2.112:6 + 5'2Л=39 см•Обрыв второго каркаса вправо от опоры В6 170w 2-84,45 ,4 ~ 49 см'Определение сечения арматуры сеток у примыкания второстепенных балокРеакция второстепенной балки Р = 9 450 + 7 650 = 17 100 кг,Необходимое сечение вертикальных стержнейР 17 100= 8,15 см2.Длина зоны, на которой учитывается работа вертикальной арматуры:s = 2h1 + 3b = 2-15 + 3-20 = 90 см.
ГЛАВА XIVЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ФУНДАМЕНТЫДля неглубоких, так называемых плоских, фундаментов железобе¬
тон благодаря своей жесткости при изгибе является в настоящее время
основным материалом.Но, применяя для фундаментов железобетон, необходимо одновременно
с гидрогеологическим исследованием грунта произвести и химическое
испытание грунтовой воды на агрессивность; это имеет значение для окон¬
чательного решения вопроса о возможности применения обыкновенного
бетона для фундаментов с применением в необходимых случаях тех или
иных защитных мероприятий.Железобетонные фундаменты находят применение для всякого рода
зданий и сооружений инженерного, промышленного и гражданского
характера. Они особенно целесообразны при строительстве на слабых
и неоднородных грунтах, а также при сосредоточенной передаче нагру¬
зок, например через колонны. Возможность значительного развития
железобетонных фундаментов в плане для уменьшения давления на грунт
часто дает возможность избежать устройства свай или уплотнения грунта
другими средствами.Железобетонные плоские фундаменты можно подразделить на три
типа:1)	отдельные фундаменты (башмаки) под колонны — монолитные
и сборные;2)	ленточные или балочные фундаменты под рядами колонн или сте¬
нами — монолитные и сборные;3)	сплошные — монолитные фундаменты, устраиваемые под всем со¬
оружением.§ 79. ОТДЕЛЬНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ ПОД КОЛОННЫ1.	Конструирование фундаментов\Отдельные фундаменты (башмаки) устраиваются обыкновенно при
более или менее значительных расстояниях между колоннами и не слиш¬
ком больших нагрузках. Эти фундаменты особенно целесообразны в тех
случаях, когда путем уширения бутового или бетонного фундамента при
допускаемом угле распространения давления 1 и заданной наибольшей
глубине заложения невозможно получить необходимую площадь подошвы
(рис. XIV. 1), а также в тех случаях, когда фундамент из-за больших
размеров получается неэкономичным.Железобетонные фундаменты могут дать значительную- экономию
в стоимости кладки и земляных работ, а также в отношении времени их
выполнения по сравнению с более глубоко заложенными фундаментами
из бута или бетона.1 Угол распространения давления принимается равным: для бута 63°30' (tg а = 2),
а для бетона — 56°30' (tg а = 1,5).
482Глава XIV. Железобетонные фундаментыОтдельные фундаменты выполняются монолитными или сборными;
при этом возможны три сочетания: а) монолитные фундаменты под моно¬
литные колонны; б) монолитные фундаменты под сборные колонны и в) сбор¬
ные фундаменты под сборные колонны. На выбор того или другого реше¬
ния оказывают влияние размеры (вес) фундамента, местные условия,
мощность имеющегося кранового оборудования, условия транспортиро¬
вания и пр.Во всех указанных сочетаниях при центральной передаче нагрузки
фундамент в плане делается обыкновенно квадратного очертания, за исклю¬
чением тех случаев, когда он не может быть развит во все стороны из-за
наличия фундаментов под оборудование, тоннелей или других подземных
сооружений. Но и в этих случаях соотношение сторон должно быть воз¬
можно ближе к единице и не менее чем 1 :3.В отношении формы монолитные фун¬
даменты обычно выполняются ступенчатыми
с горизонтальными и вертикальными по¬
верхностями ступеней, а сборные — со ско¬
сами ступеней. Первые проще в отношении
устройства опалубки и бетонирования с при¬
менением вибраторов; вторые требуют меньше
бетона, но несколько сложнее по форме, что
не представляет особых неудобств при
выполнении их в полигонных условиях или на заводе.Размеры фундаментов обоих видов выбирают так, чтобы не требова¬
лось постановки поперечной арматуры, т. е. чтобы соблюдалось усло¬
вие Q < mRpbh0.При этом условии для армирования фундаментов достаточна одна
сетка, расположенная по подошве для восприятия растягивающих усилий
от действия изгибающих моментов.Бетон в фундаментах принимается марки 150; только при специаль¬
ном обосновании допускается бетон марки 200.а)	Монолитные фундаменты монолитных колоннМонолитные ступенчатые фундаменты (рис. XIV. 2), разработанные
Промстройпроектом еще в годы первой пятилетки, устраивают обычно
с двумя ступенями (при высоте до 1 м), но при малых размерах делают
и с одной ступенью (Н < 40 см), а при особенно тяжелых нагрузках (Н >>	1 м) — с тремя ступенями.Фундаменты следует армировать сварными сетками из стержней
периодического профиля и в крайнем случае из гладких стержней. При
этом рекомендуется ставить стержни диаметром не менее 10 мм, с шагом
200 мм и во всяком случае не менее 100 мм.В больших фундаментах (со сторонами 3 м и более) половина стержней
принимается длиной 0,8L, где L — размер длинных стержней; короткие
и длинные стержни укладывают через один.По инструкции Промстройпроекта при грунтах естественной влаж¬
ности ступенчатые фундаменты основывают непосредственно на грунте,
без подготовки, но защитный слой внизу принимают толщиной 7 см.
Перед началом бетонирования сетку арматуры укладывают на подкладки
из бетонных камней или кирпича.При сухих, плотно слежавшихся песчаных и гравелистых грунтах
защитный слой может быть уменьшен до 3, 5 см.При весьма влажной поверхности основания делается подготовка
толщиной 10 см из гравия или щебня, втрамбованных в грунт, с пролив-*.Колоннатшщл щшш/л-Подколонник7—В, Жел.-бетон.
^фундамент;>П бетонный
у ^фундаментРис. XIV. 1
'§ 79. ОтдельнбИ фундаменты под колонны483ко.й цементным раствором (1 : 4); защитный слой в этом случае делается
также 3,5 см. В исключительных случаях подготовка делается из тощего
бетона толщиной тоже 10 см<Для соединения монолитных колонн с фундаментами в последних
делают «выпуски» арматуры в виде коротких стержней общим сечением,
равным расчетному у обреза фундамента.При высоте фундамента до 1 м выпуски арматуры из гладких стержней
доводят до нижней сетки и заканчивают прямыми крюками (рис. XIV. 2, а);
выпуски из стержней периодического профиля делают без крюков и до¬
водят до бетонной подготовки, а при отсутствии последней — до под¬
кладок из бетона. При большей высоте фундамента только четыре стержня,
расположенных по углам колонны, доводят до подошвы, а осталь-41ГПГФ$"1НЧмim
■ l-у• а>3м -7см без подготобки,
\3cHjipunodzomo6ne-приа-ъ&Зм--при а>3мРис. XIV* 2. Ступенчатые монолитные фундаменты
а двухступенчатый; б, в — трехступенчатые
V'ные заводят в фундамент на 20d (рис. XIV. 2,6). Во всех случаях
выпуски связывают хомутами.При армировании колонны отдельными стержнями ее арматура сты-_
куется с выпусками внахлестку без сварки. При числе выпусков с каждой
стороны сечения до четырех стыки делаются в одном месте (выше уровня
пола), при числе выпусков от пяти до восьми — в двух местах, при боль¬
шем числе — в трех местах.При армировании колонн сварными каркасами стык каркасов колонн
с выпусками фундамента рекомендуется выполнять при помощи дуговой
сварки.Нередко на фундаменты, кроме вертикальной нагрузки, действует
горизонтальный распор, а при заделанных стойках*— и момент заделки;
для определения размеров таких фундаментов рассматривают наиболее
неблагоприятные случаи загружения, при которых получаются крайние
положения равнодействующих.В этих случаях, как при центральной нагрузке, рекомендуется делать
фундаменты в плане по форме возможно более близкими к квадратной
и симметричными, отступая от этого правила лишь тогда, когда это необ¬
ходимо для использования краевого давления на грунт и соблюдения
габаритов примыкающих к фундаментам подземных сооружений.
484Глава XIV. Железобетонные фундаментыСтупенчатые симметричные и несимметричные фундаменты с внецен-
тренной нагрузкой (рис. XIV. 2, в) конструируются так же, как и фун-
даменты с центральной нагрузкой, и только в отношений длины выпусков
арматуры делают различие, а именно: при высоте фундамента до 1,25 м
все выпуски доводят до нижней сетки, а при высоте больше 1,25 м четыре
угловых стержня доводят до подошвы, а остальные заводят на 30—40d,
в соответствии с данными табл. 3.В отношении стыков арматуры монолитных колонн с выпусками из
фундаментов можно заметить, что целесообразно устраивать их выше
уровня пола (верха фундаментных балок), чем достигается возможность
скорейшей засыпки фундаментов.\| б) Монолитные фундаменты сборных колоннСборные колонны зданий обычно выполняются с жесткой заделкой
в фундамент. Как показала практика, наиболее удобно заделывать ко:
лонны в гнездо (стакан), оставляемое в фундаменте.Рис. XIV. 3,Сопряжение сборной Рис. XIV. 4. Сопряжение двухветвенняй ко-
(одиночной) колонны с фунда-	лонны с фундаментомментомНа рис. XIV. 3 и XIV. 4 приведены типы монолитных ступенчатых фун¬
даментов под сборные колонны—одиночную и двухветвенную (спаренную).Глубина заделки (стакана) для одиночных стоек должна быть не менее
большего размера сечения стойки, а для спаренных — не менее, чем1,5	большего размера сечения ветви и не менее 1Цг'\ в спаренной стойке
нижние концы ветвей соединяются распоркой.Кроме того, глубина заделки колонны должна быть не' менее 20 диа¬
метров продольной рабочей арматуры колонны при марке бетона колонны
200 и выше и не менее 25 диаметров при бетоне марки 150; уменьшение
глубины заделки до 15 диаметров может быть допущено при условии при¬
варки к концам продольных рабочих стержней колонны поперечных анке-
рующих стержней или шайб. Толщина дна стакана принимается не менее
20 см; толщина стенок поверху — 20—25 см, но не менее 0,75 высоты
верхней ступени.	~	"У температурного шва фундамент под обе стойки делают общим.Закрепление колонны осуществляется заливкой цементным раство¬
ром зазоров между стенками стакана и стойкой, для чего размеры гнезда
делают несколько больше размеров сечения колонны. Зазоры эти необ¬
ходимы и для точной установки колонн в плане при их монтаже. Ширина
зазоров с каждой стороны принимается 7,5 см поверху и 5 см понизу.До последнего времени при установке колонн в стакан фундамента
производилось расклинивание их деревянными (дубовыми) клиньями, а для
возможности подклинивания колонн и снизу предлагалось устраивать
в двух противоположных стенках стакана сквозные прорези. Однако, при
этом способе на установку колонн с соблюдением отметок затрачивалось
§ 79. Отдельные фундаменты под колонны485значительное время и требовалось дополнительное армирование верхней
части фундамента, во избежание выкалывания стенок при расклинивании.Наиболее целесообразным является новейший спо¬
соб установки колонн с применением специальных
кондукторов (с винтовыми домкратами), при которых
отпадает необходимость в расклинивании колонны и
в дополнительном армировании. В этом случае реко^
мендуется прииимать глубину стакана в фундаменте на
50 мм больше глубины необходимой заделки колонны.В тех случаях, когда для отдельных сборных
колонн требуется увеличить заглубление подошвы
фундамента, вместо подбутки или увеличения длины
колонн может быть выполнен монолитный фундамент с повышенной
стаканной частью (рис. XIV. 5),в)	Сборные фундаменты сборных колоннСборный фундамент стаканного типа отличается от монолитного
только наличием скосов по поверхностям ступеней, В остальном, в том
числе и по вопросу установки колонн, остается в силе все сказанное
для монолитного фундамента.На рис. XIV. 6 показан сборный железобетонный фундамент под
сборную колонну, а в табл. 33 приведены данные по унифицированным
сборным фундаментам под колонны производственных зданий (по каталогу
унифицированных сборных железобетонных конструкций 1957 г.).Рис. XIV. 6. Сборный железобетон- Рис. XIV. 7. Составной фундамент из
ный фундамент	железобетонных блоковФундаменты предназначены для установки под сборные колонны
сечением 30 X 30 и 40 X 40 см\ они армируются сварными сетками из
гладких стержней стали марки Ст, 3 (Ф-1—Ф-4) или жиз стержней горя¬
чекатаной стали периодического профиля, марки Ст* 5 (Ф-7 и Ф-8);
бетон марки 150.Эти сборные фундаменты весом до 3,24 т находят применение для
колонн, несущих относительно небольшие нагрузки,Однако имеются случаи, применения составных сборных фундамен¬
тов из нескольких блоков и под значительные нагрузки, -Такие фундаменты под колонны с крановыми нагрузками впервые
были применены в 1955 г* при постройке крупного завода железобетон-ос£гъРис. XIV. 5. Фунда¬
мент с повышенной
стаканной частью
486Тлава XIV, Железобетонные фундаментыТаблица 33Унифицированные сборные железобетонные фундаментыМаркафунда¬ментаРазмеры фундамента в смРасход материа¬
лов на 1 фунда¬
ментВес
фунда¬
мента
в таъЬха2Кh2бетон
в м*сталь
в кгФ-1130130100100А5. 30300,661151,65Ф-21501501001005530300,8182Ф-31701701001005530300,955222,39Ф-41901901001005530301,129272,82Ф-71701701001005530300,95522,42,39Ф-81901901001005525351,294373,24ных изделий. № 5 в Ленинграде. Нижняя часть фундамента составлена
из нескольких плит в один или два слоя; верхняя — стаканная часть —
цельная (рис. XIV. 7). В зависимости от размеров фундамента количество
плит колебалось от двух до семи при весе блоков от 2,9 до 8,5 т. Швы
между блоками заливались цементным раствором.Основным недостатком этих фундаментов является повышенный (по
сравнению с монолитными) расход материалов ввиду необходимости
армирования плит каждого ряда и увеличения размеров плит для восприя¬
тия растягивающих усилий в горизонтальных швах при действии внецент-
ренной нагрузки *. Применение их в каждом случае должно иметь, тех¬
нико-экономическое обоснование.г)	Железобетонные подколонникиИногда вместо железобетонных фундаментов выгодно устраивать
железобетонные подколонники на бутовых или бетонных фундаментах.Подколонники обычно делаются призматическими
(рис. XIV. 8) как наиболее простые в производ¬
стве. При определении высоты армированного
подколойника угол распространения давления
должен быть не меньше 45°; при этом высотаподколонника принимается равной hn	>>30 см и не менее 20 d продольных стержней
колонны. Размер стороны подошвы подколон¬
ника а0 определяется по формулегде RK — расчетное сопротивление кладки фундамента.Подколонник армируется сварной сеткой из стержней диаметром 8 мм
при расстоянии между стержнями 15 см.2.	Расчет отдельных фундаментовРасчет отдельных железобетонных фундаментов заключается в опре¬
делении их размеров по заданному давлению (расчетному сопротивлению)
на грунт и в подборе арматуры.Рис. XIV. 8. Железобе¬
тонный подколонник1 К. А. Шубин, Типовые сборные железобетонные конструкции одноэтажныхпромышленных зданий, «Бетон и железобетон» № 3, 1956.
§ 79. Отдельные фундаменты под колонны487При расчете фундамент считается абсолютно жестким и давление
на грунт под его подошвой равномерно распределенным. В действитель¬
ности это давление распределяется неравномерно и характер распределе¬
ния давления зависит от упругих свойств грунта и материала фундамента.Изгибающие моменты, вычисленные в предположении равномерного
распределения давления, будут несколько преувеличены. Поэтому в круп¬
ных сооружениях и при больших площадях фундаментных плит целесо¬
образно их рассчитывать по методам, учитывающим упругость основания.
Для обычных же случаев довольствуются приближенным способом рас¬
чета.Ниже приводится условный расчет фундаментов, пользуясь кото¬
рым приходится одновременно иметь дело и с нормативными, и с расчет¬
ными нагрузками. Объясняется это тем, что согласно СНиП (П-Б. 6, § 4)
расчет естественных оснований, т. е. определение площади подошвы фун¬
дамента производится по нормативным нагрузкам, а подбор сечения фунда¬
мента — по расчетным нагрузкам.Расчет начинают с определения площади подошвы фундамента по
заданному расчетному сопротивлению грунта (основания) Rrp с учетом
собственного веса фундамента и грунта над ним по формуле= ab = ^rp_1rpW-.	(XIV* Огде N* — нормативная (постоянная и временная) нагрузка, передавае¬
мая от колонны;Rrp — расчетное сопротивление грунта основания;Тгр — усредненный объемный вес фундамента вместе с грунтом на
ступенях фундамента, обычно принимаемый равным 2 m/м3;#' — глубина заложения фундамента.Далее переходят к определению высоты фундамента, размеров его
ступеней и подбору арматуры.Как было отмечено, высота фундамента подбирается так, чтобы не
требовалось поперечной арматуры (хомутов и отгибов), т. е. чтобы соблю¬
далось условиеQ<mRpbh0.	(XIV. 2)Обычно высоту фундамента Н определяют, исходя из условия про-
давливания (среза) по периметру колонны, которое при квадратной колонне
имеет вид:N < m>2Rp*4bKHилия > 0<У .. ■ = I!в .	(XIV. з)m-2Rp-4bK m-8bKRp ’	х	’где N — расчетная нагрузка, передаваемая от колонны. Предёл проч¬
ности при срезе приближенно принят равным 2i?p.Для колонн со стороной, равной или большей §0 см, расчет должен
производиться на главные растягивающие напряжения в предположении
трехступенчатого фундамента по формуле 1Q = JL<mRpa3H0.	(XIV. 4)1 По данным Московского инженерно-строительного института имени В. В. Куйбы¬
шева.
Размеры (в я) ступеней квадратных центрально и внецентренно нагруженных фундаментов (при квадратных колоннах)488Глава XIV. Железобетонные фундаменты
'§ 79. Отдельные фундаменты под колоты489Высота фундамента стаканного типа под сборную железобетонную
колонну, кроме того, должна удовлетворять условиюН>К -J- 20.(XIV. 5)По инструкции Гипротиса 1950 г., размеры подошвы и всех ступеней
в плане следует назначать кратным 20 см, а высоту каждой ступени —
кратной 10 см. Размеры ступеней квадратных фундаментов приведены
в табл. 34.Высоты ступеней получаются делением полной высоты фундамента
на число ступеней, причем в двухступенчатых фундаментах остаток от
деления прибавляется к размеру верхней ступени, а при трехступенча¬
тых — к высоте одной или двух нижних ступеней (по 10 см). При этом
высота нижней ступени должна быть проверена по формуле Q <<	mbh0Rp, где Q — поперечная сила у грани второй ступени на единицу
ширины (6 = 1).Размеры в плане отдельных ступеней фундаментов под сборные
железобетонные колонны должны быть не менее указанных в табл. 35.Таблица 35Минимальные размеры (в см) в плане ступеней фундаментов
под сборные колонныДвухступенчатые фундаментыТрехступенчатые фундаментыага2аяЛк 4“ 1»5 h% 15hK + 1,5 (h2 + ha) + 15/13 + 15Примечание. Лк — больший размер сечения колонны; йа и h3 — высота сту¬пеней.Размеры ступеней в плане в направлении ширины фундамента прини¬
маются равными:62 = — (К — Ьк),
b3 = a3 — (hK — bK).(XIV. 6)Далее фундамент рассматривается как изгибаемый элемент, нахо¬
дящийся под действием равномерно распределенной реакции грунта от
действия расчетных нагрузок, без учета собственного веса фундамента
и засыпки.Следовательно, сечение рабочей арматуры определится из расчета
на изгиб консольного выступа фундамента в опасном сечении, у грани
колонны от давления, равного напряжению грунта:(XIV. 7)Величина изгибающего момента с каждой стороны колонны от этого
давления определяется по следующим формулам:
490Глава XIV. Железобетонные фундаментыпри прямоугольном плане фундамента (рис. XIV. 9)МI=4- ■R\' р ф +К) (а - КГ (:I - 4-1 тrt) == ^R'rp(a-hKf(2b+bKy,ми = -% Rrp(a + К) Ф bKf (1 з otj- hK)=1	=i^rp(6-&K)2(2a + ftK);(XIV. 8)пУV11при квадратном планеM = ~Rrp(a~ КУ (2а + hK). (XIV. 9)Сечения рабочей арматуры по каж¬
дому направлению будут:Miaiall '/иа^авО,9Яо *Мцma/?a-0,9tf' *(XIV. 10)Полученные таким практическим пу¬
тем величины изгибающих моментов и
соответствующие сечения арматуры, как
показали исследования \ являются не¬
сколько заниженными. Однако в практике
применяется этот метод расчета.Более близкие к действительности
результаты дает ранее применявшийся
прием расчета2, по которому величина момента и сечение арматуры
определяются в том же сечении по грани колонны, но на ширину в 1 пог. м,
с установкой такой же арматуры по всей ширине фундамента.При этом величины момента на 1 пог. м ширины определяются форму¬
лами:при прямоугольном плане фундаменталл 	 а — hK а d ' - (а	г>' .м\ — о	А ^го “ ft ^гп»Ми -2 4 *'грb — bK b — Ьк8 *'гр
(Ь -Ък)*8*ГР;(XIV. 11)при квадратном планеМ(а—К)гр*(XIV. 12)1	М. И. Горбуно в-П о с а д о в, Балки и плиты на упругом основании, Маш-
стройиздат, 1949.2	К- В. Сахновский, Железобетонные сооружения, ч. II, Госстройиздат, 1933.
$ 79. Отдельные 'фундаменты под колонны491Пример XIV. 1. Рассчитать монолитный ступенчатый фундамент под колонну сече¬
нием 50 х 50 см при нормативной центральной нагрузке NH=\20m и расчетной
N = 140 т, при расчетном сопротивлении основания (грунта) Rrp = 2 кг/см2 = 20 т/м2;
глубина заложения фундамента 1,8 м; арматура из стали периодического профиля
марки Ст. 5; бетон марки 150, т = К
Площадь подошвы фундамента120 Л в
— 20 — 2-1,8 “ 7’ м *Сторона подошвы квадратного фундаментаВысота фундаментаН =а = У 73 200 = 270 см.
N	140 000m-2/?p-46K “ 1 ’2*5,2*4*50f 67 см.Принимаем Н = 70 см и Н0 = 70 — 4 = 66 см; h± = 30 см; h2 = 40 см;
N 140 000Rrp -^ф-73 200■= 1,91 кг/см2.Проверка высоты нижней ступени (рис. XIV. 10):
Q = 70-1-1,91 = 133,7 кг < bh0Rp = 1-26-5,2= 135,2кг,
т. е. высота нижней ступени hi = 30 см — доста¬
точна.Сечение арматуры1~1Г*500*11У-fJGO'f1—700-А1	i—	I...f-	2700	^F ai = F all = -МРис. XIV. 10/ПаЯа*0>9//0_ R'rp (а — hK)2 (2а + hK) 1,91 (270 — 50)2 (2- 270 + 50)24ma#a*0,9tfo24-0,9*66*2 400= 15,94 см\Принимаем 14 0 12 П (Fa = 15,83 см2).Пример XIV. 2. Рассчитать сборный квадратный фундамент под колонну сечением
40 X 40 см при нормативной нагрузке Na = 80 т и расчетной N = 92 ту при расчетном
сопротивлении основания Rrp = 2,5 кг/см2 = 25 т/м2; глубина заложения фунда¬
мента 1,5 м; бетон марки 150; арматура Ст. 5; т = 1,1.Площадь подошвы фундамента80^ф— 25 — 2-1,5 ~ 3,63 Л*2,Сторона подошвы фундаментаа= 1^36300= 190 см.Высота фундамента92 000Н = -- = 50 см.1,1.2-5,2-4-40
Проверка по формуле (XIV. 5):Н = 50 < hK + 20 = 40 + 20 = 60 см} .т. е. вычисленная величина Н недостаточна.Принимаем: Я = 60 см; Н0 = 60 — 4 = 56 см: hi ='7t2= 30 см\ по табл. 35а2 = hj£ \,5h2 “I- 15 см = 40 -{- 1,5-30 15 = 100 см.Расчетное давлениег -92000^гр =36 300 — 2,5 кг1см""-
492¥лава XIV. Железобетонные фундаментыПроверка высоты нижней ступениQ = -~10-1.2,5= 112,5 кг < bh0Rp= 1.26.5,2= 135,2 кг.Сечение арматурыRrp(a—hK)2(2a+hK) 2,5(190 — 40)2 (2-190 + 40)^al = ^all= Ш'24*0,9Я0та/?а ~ 1,1 -24-0,9*56-2400 = 7,4 см*'Принимаем 10 0 10П (Ра = 7,85 см2).Полученные размеры фундамента соответствуют установленным номенклатурой для
фундамента Ф-4:a — 190 см, b = 190 см, Н = 60 см.Пример XIV. 3. Рассчитать фундамент под центрально нагруженную колонну по
данным примера XIII. 2.	АНагрузка на фундамент от колонны: ^
нормативная Na = 24,48 + 185,64 -f- 9,6 4^0,5» 0,4* 5*2,5 & 222 т;
расчетная N = 253 + 2,5* 1,1 « 256 т.Необходимая площадь подошвы фундамента (рис. XIII. 70)N*	222	ЛRrp — iН' “20 — 2.1,5 - 13-06 м'Сторона подошвы квадратного фундаментаa = У 130 600 = 360 см.Принимаем размеры подошвы фундамента 3,6 х 3,6 м. Высота фундаментаN	256 000Н~ m-2Rp(2bK + 2hK) ~ 1.2.5,2(2.40 + 2-50) “ 137 см‘Принимаем #=130 см. Высота верхней ступени (со стаканом) Лг2 = 50 см\ высота
каждой нижней ступени /гн = 40 см*. Прочность нижней ступени проверим по формулеQ < mbh0Rp:1	-70-2 = 140 < 1 *33*5,2 = 171,6 кг..Расчетное напряжение грунта256RTр = = 19,8 т/м2 = 1,98 кг/см2 < 2 кг/см2.Изгибающий моментМ = Й ^гр (« - Лк)2 (2a + hK) = ^ 19,8 (3,6 - 0,4)2 (2.з,6 + 0,4) = 64,1 тм._ 6 410 000
а ~ 0,9• 123.2 400 — 24,15 см*‘Принимаем 21 0 12 П (Fa = 23,73 см2) в каждом направлении.Внецентренно нагруженные фундаменты, как правило, должны проек¬
тироваться симметричными относительно оси колонны.Применительно к инструкции Гипротиса при стесненных условиях,
а также в случаях, когда момент одного знака превышает момент другогознака более чем вдвое и эксцентриситет продольной силы е0> -g- ац,где_ •, f Nнд—У Rrp-lrpH'**	Фундамент показан со сквозной прорезью, как это делалось при монтаже без кон¬
дукторов.
§ 79. Отдельные фундаменты под колонны493может быть допущено смещение центра фундамента с оси колонны.
Высоту несимметричного фундамента Н следует определять по формуле
(XIV. 3) или (XIV. 4).Высоту ступеней принимают по табл. 34, как для симметричных фун¬
даментов.Размеры ступеней в плане инструкция рекомендует определять так
(рис. XIV. 11, а), чтобы в сторону эксцентриситета расстояния от осиколонны до края ступеней были ■— и где аг и а3 берутся по табл. 34,
а в противоположном направле¬
нии -у —& и — & * ПРИ этомрасстояние от граней ступеней до
грани колонны . должно быть не
менее 10 см; поперечные размеры
ступеней принимаются равными
соответственноb2 — ma2 и b3 = ma3,гдет = -Напряжения в основании
(грунте) определяются по ниже¬
следующим известным формулам:а)	при равнодействующей, не
выходящей из пределов ядра се¬
чения (рис. XIV. 11,6):iaKC = -^(l + (XIV. 13)гдеN0 = N + G;
меп —No ’М — момент, действующий на подошву фундамента;
е0 —эксцентриситет-силы N0 относительно центра тяжести площади
подошвы фундамента;б)	при равнодействующей, расположенной вне ядра сечения
(рис. XIV. 11, в)2	N'(XIV. 14)где с = -j — е0<В последнем случае часть фундамента не участвует в передаче давле¬
ния, т. е. является нерабочей.Относительно допущения разных эпюр напряжения р основании
рекомендуется придерживаться следующих указаний.1)	Для фундаментов колонн зданий, несущих большие нагрузки
от кранов грузоподъемностью 75 т и больше, а также для фундаментов
колонн открытых эстакад при нагрузках от кранов грузоподъемностью
более 15 т. или при наличии грунта с расчетным сопротивлением RTP <<	1,75 кг!см2 следует принимать трапецеидальную эпюру с отношением
494Глава XIV. Железобетонные 'фундаменты>	0,25; в остальных случаях для фундаментов колонн, несущих°макскрановые нагрузки, допускается треугольная эпюра при полном сопри-
касании подошвы фундамента с грунтом;б)	для фундаментов колонн, не несущих крановых нагрузок, может
быть допущено и неполное соприкасание подошвы фундамента с грун¬
том, но при расчете по формуле XIV. 14 должно быть соблюдено условие■£■ > 0,75.Наибольшее давление на грунт у края подошвы внецентренно нагру¬
женного фундамента не должно превышать 1>2 ^?гр.Определение размеров внецентренно нагруженного фундамента в плане
производится путем ряда проб с последующей проверкой напряжений.
Обычно берут две комбинации нормативных нагрузок, дающие наиболь¬
шее отклонение равнодействующей всех сил вправо и влево от центра
подошвы с учетом нагрузки от ветра и без учета таковой. Для экономии
времени на практике пользуются таблицей \ которая позволяет по трем
данным величинам N, е0 и амаКс непосредственно определять размеры
фундамента в плане.Определив размеры фундамента и эпюру напряжений в основании,
дальнейший расчет производят на основе тех же положений, что и для
центрально нагруженных фундаментов.В этом случае изгибающий момент (для подбора арматуры) находят
по некоторой средней (расчетной) величине давления. Расчетную орди¬
нату эпюры давления следует брать против центра тяжести трапеции abed.
(рис. XIV. 11, б), а практически считается возможным брать ее посередине
между более нагруженным краем фундамента и гранью колонны, т. е.принимать о = °макс2~*~ °с где — ордината эпюры давления у граниколонны.Величина изгибающего момента у грани колонны от нагрузки, соб¬
ранной с трапеции, по формуле (XIV. 8) в плоскости эксцентриситета
будет:M[ = ±o(a-hK)>(2b + bK).Момент в перпендикулярном направленииMh = ^o0(b-b^(2a + hK),гдеN '
а° — аЪ *После этого сечение рабочей арматуры по обоим направлениям опре¬
деляется по формулам (XIV. 10).§ 80. ЛЕНТОЧНЫЕ (БАЛОЧНЫЕ) ФУНДАМЕНТЫПо конструкции ленточные фундаменты можно разделить на два
основных вида: 1) ленты под рядами колонн и 2) ленты под стенами.1.	Конструирование лент под рядами колоннКогда колонны расположены сравнительно близко одна от другой
и несут значительные нагрузки (более 1.00 т) или в основании сооружения
имеются слабые (огр < 1 кг/см2) и неоднородные грунты, то отдельные(XIV. 15)
(XIV. 16)1 К- В. Сахновский, Железобетонные конструкции, Госстройиздат, 1939.
§ 80. Ленточные (балочные) фундаменты495фундаменты, которые получаются .больших размеров, выгоднее бывает
соединить между собой, образуя балки или, как их называют, ленты
(рис. XIV. 12). Устройство ленточных фундаментов может быть также
вызвано стесненными габаритами и невозможностью развития отдельных
фундаментов в стороны (наличие сооружений подземного хозяйства,
фундаментов соседних сооружений, фундаментов под оборудование и т. п.).Ленточные фундаменты под рядами колонн обычно делают монолит¬
ными, но в последние годы у нас имеются случаи применения сборных лент.Монолитные фундаментные ленты подобны многопролетным
балкам, нагруженным снизу реакцией грунта и опирающимся на колонны.ШI0,31-4-— ом —f-ewИI'mi/По 1-117 По z-z 21•а■Ь„Рис. XIV. 12. Ленточный фундаментНо здесь, кроме главной арматуры, устанавливаемой в продольном на¬
правлении, ставится еще арматура по ширине ленты, так как с обеих
сторон ребра ленты в распределительной консольной плите возникают
поперечные изгибающие моменты.Таким образом, в поперечном сечении лента представляет собой
тавр с полкой понизу; при толщине полки hn = 20 -г- 25 см поперечное
сечение ее делают обычно одинаковой высоты — без скоса. Толщина полки
должна назначаться из условия, чтобы в ней не требовалось установки
поперечной арматуры.Ребра лент тоже следует делать постоянной высоты на всем протя¬
жении (рис. XIV. 12) и только иногда — при сильно нагруженных лен¬
тах — их делают с утолщениями в виде вутов вертикальных или горизон¬
тальных; последние целесообразны при ограниченной глубине заложения
фундамента.Обычно ленты на концах имеют консольные выступы, вылет которых
следует определять расчетом так, чтобы напряжение в грунте под ними
было не больше, чем в средних участках ленты.Ленты можно армировать отдельными стержнями или сварными
каркасами и сетками.При армировании отдельными стержнями продольная рабочая арма¬
тура применяется обычно двойная, причем сечение как верхней, так и ниж¬
496Глава XIV. Железобетонные фундаментыней арматуры должно составлять в отдельности не менее установленного
минимума (0,1—0,15% от площади сечения ребра). Верхняя арматура
имеет наибольшее сечение в пролете, нижняя — под колоннами. Нижнюю
продольную арматуру следует укладывать по всей ширине ленты: в реб¬
рах— до 70%, в полке — до 30% от всего сечения. Хомуты (в ребре)
рекомендуется ставить замкнутые диаметром не менее 8 мм, с числом
ветвей не менее двух при 6 < 35 см, не менее четырех при b = 35 -г- 80 см
и не менее шести при b > 80 см. При больших поперечных силах необ¬
ходимое по расчету число ветвей и шаг хомутов можно сохранять на про¬
тяжении участков длиной 0,25—0,3/ от оси опоры, а в остальной части
ребра они могут быть изменены.При армировании лент сварными каркасами и сетками в расчетное
сечение > нижней продольной арматуры должны включаться также и про-
дольные^стёржни сетки, устанавли¬
ваемой в плите (рис. XIV. 13). Для
образования пространственного кар¬
каса следует в верхней части ребра сСетка с нрюкамиКорытообразно
согнутая сет на	#L -—173		 JЧГ_^	*	ЧЧjii JГ1Рис. XIV. 13. Сечение ленточного фун¬
дамента, армированного сварными кар¬
касами и сеткамиРис. XIV. 14. Ленточный ростверкукладывать горизонтальные сетки с крюками на поперечных стержнях,
корытообразно согнутую сетку или приваривать соединительные стержни.При вылете полок более 75 см половину рабочих стержней полки
можно не доводить до края ленты. Диаметр стержней арматуры ленточ¬
ных фундаментов должен быть не менее 10 мм. Бетон для лент применяется
марок 150—200.	^Во всем остальном армирование фундаментных лент подчиняется
правилам, установленным для армирования балок и плит.Ленточные фундаменты обыкновенно располагаются по одному
направлению ряда колонн, но иногда бывает целесообразно располагать
ленты и по обоим направлениям, т. е. устраивать ленточный ростверк
(рис. XIV. 14).В качестве примера сборных железобетонных ленточных фундаментов
под рядами колонн можно указать на фундаменты четырех производствен¬
ных зданий и здания заводской ТЭС г. Применение сборных лент имело
целью ускорить сроки строительства и уменьшить степень замачивания
макропористого грунта.Сборный ленточный фундамент (рис. XIV. 15, а) состоит из двух
основных элементов — плит и вертикальных ребер, монолитно не связы¬
ваемых. Ширина плит 150 см, длина в зависимости от ширины подошвы
фундамента 1; 1,5; 2,4; 2,9 и 3,3 м при толщине их 20 см. Вертикальные
ребра запроектированы спаренными для производственных зданий и строен¬
ными для ТЭС, сечением 35 X 80 сж и 35 X 100 см при длине соответст¬
венно 5,2 и 6,2 м.1	Н. М. Онуфриев, Сборные железобетонные ленточные фундаменты под много¬
этажные промышленные здания, «Строительная промышленность» № 5, 1954.
§ 80. Ленточные (балочные) фундаменты497Сечение1^_. i1-&ZZав)13.Сечение 2-Конструкция узла видна из рис. XIV. 15, б. Концы стержней нижней
арматуры ребра приваривают к отрезку двутавра, а концы верхней — к
стальному листу. Двутавры стыкуют при помощи двух боковых накладок
и одной средней соеди¬
нительной планки, сум-	-J. '	«-Ф-»
марное сечение которых а) | | //2 | \равно сечению двутавра; г	Et-L-I-Uлисты стыкуемых эле- '	14 ' ' 'ментов соединяются на
сварке круглыми стерж¬
нями. По окончании
сварки стыков и уста¬
новки выпусков для ко¬
лонн узел бетонируется.Подсчеты показали,
что подобные сборные
ленточные фундаменты
экономичнее монолит¬
ных. Экономия в мате¬
риалах (около 10%)
достигается главным
образом за счет тон¬
кой плиты, полученной
благодаря применению
парных и тройных ре¬
бер.2.	Конструирование
лент под стенамиЛенточные железо¬
бетонные фундаменты
под стенами зданий мо¬
гут быть монолитными
и сборными.Монолитные ленты
под стенами имеют вид
безреберных плит со
скосами, развитых в
обе стороны от стены
(рис. XIV. 16, а). Ши¬
рина ленты рассчиты¬
вается по нагрузке от
стены и расчетному со¬
противлению основания
(грунта). Лента арми¬
руется главным обра¬
зом поперек на всю
ширину; продольныестержни здесь играют преимущественно роль распределительных; пред¬
почтительно армирование сварными сетками. Под проемами (дверными
и др.) необходима более сильная продольная арматура.При неоднородных грунтах во избежание неравномерных осадок
рекомендуется для увеличения жесткости в продольном направлении
делать продольное ребро и в лентах под стенами (рис. XIV. 16, б). Иногда
функции ребра в таких фундаментах могут выполнять бетонные стены/2^„//и s319 ^дУ;. у?!-э1 \'вПлан по 3 -3 -:, Wz J2 7*89 10 1 II 2
._/ VI// \ 1_1_г4	4)' Г"11LLсглГ.Э\ сг-рл.i**'- *4-.ESjlтт3
Т‘3
i Z3
“3	1_		1	,Рис. XIV. 15. Сборный ленточный фундамента — общий вид; б — стык фундаментных ребер-лент; 1 — фун¬
даментная плита; . 2 — фундаментные ребра-ленты; 3 — место
стыкования лент; 4 — нижний стык лент; 5 — верхний^стык лент;
6’— колонна; 7 — двутавры-выпуски стыка; 8 — соединительная
планка стыка; 9 — боковые накладки стыка; 10 — прорезь в
стенке двутавра для позиции 8; // — арматура; 12 — листы-вы¬
пуски стыка; 13 — соединительные стержни стыка
49SГлава XIV. Железобетонные фундаментыподвала, в которых укладывают продольную арматуру на уровне обреза
фундамента или первого перекрытия.В жилищно-гражданском строительстве СССР широкое применение
находят сборные ленточные фундаменты под наружные и внутрен¬
ние стены (рис. XIV. 17), собираемые из железобетонных блоков трапе-Рис. XIV. 16. Ленточные фундаменты под Рис. XIV. 17. Сборные ленточные фунда-
стены	менты под стеныI _ блоки наружной стены; 2 — блоки внутренней
стены; 3 — блоки подушкицеидального сечения (подушек) и бетонных блоков, образующих стену
подвала. Марка бетона железобетонных блоков 150, бетонных блоков 100.
Железобетонные блоки армируются сварными сетками и имеют подошвушириной от 120 до
320 см9 что при москов¬
ских грунтах делает их
пригодными под здания
высотой до 14 этажей.
Скосьг верхней поверх¬
ности железобетонных
блоков определяют их
рабочее положение. Вес
отдельных элементов
сборного фундамента
от 1,5 до 3 т.На рис. XIV. 18 по¬
казаны блоки сборных
фундаментов, армиро¬
ванные предварительно
напряженными элемен¬
тами; в блоках ФАС-14 добавлены распределительные стальные стержни.
Марки бетона для предварительно напряженных элементов 400, для
окружающего бетона 100—150. Расход металла в таких блоках в
3,5—4 раза меньше, чем при обычной арматуре марки Ст. 5.Подобные сборные ленточные фундаменты под стены постепенно
внедряются и в строительство промышленных зданий.3. Расчет ленточных фундаментовРасчет ленточного фундамента как жесткой неразрезной балки,
нагруженной реактивным давлением грунта, распределенным по прямо¬
линейному закону, в общем случае является неверным. Вследствие несов¬
падения центра тяжести внешних нагрузок и центра тяжести подошвы,
ленты всегда имеется эксцентриситет; кроме того, в большинстве случаев
при расчете эпюры моментов и поперечных сил получаются искаженными,
так как опорные реакции, вычисленные для неразрезной балки, нагру-а)\г6)Сечение Я■■щ21_ _а
а	а	2800 У* .. _500Сечение _цепие п	лL—mo—АРис. XIV. 18. Блоки сборных ленточных фундаментов,
армированные струнобетонными стержнями:/ —блок ФАС-28; б — блок ФАС-14
§80. Ленточные (балочные) фундаменты499женной давлением грунта равномерно или по прямолинейному закону,
весьма часто значительно отличаются от действительных.Этот способ может быть допущен только для расчета средней части
ленты, нагруженной сосредоточенными грузами, расположенными на
равных расстояниях, при условии учета жесткости верхнего строения.Существуют три метода расчета ленточных фундаментов.Практический метод уравновешивания внешних нагрузок и отпора
грунта, принимаемого распределенным по линейному закону, нередко
дает удовлетворительные решения главным образом при небольших
расстояниях между колоннами, а также, когда само сооружение обладает
большой жесткостью (бункеры,
силосы и др.).При расчете по этому методу
лента рассматривается как балка,
нагруженная сверху и снизу из¬
вестными по величине вертикаль¬
ными силами, находящимися в
равновесии. При таком условии
балка является статически опре¬
делимой и легко поддается рас¬
чету.В общем случае, рассматривая ленту как абсолютно жесткую, т. е.
предполагая линейное распределение давления в грунте (рис. XIV. 19),
давления ^ и 02 (на единицу площади подошвы) в концах ленты опре¬
деляют по формулам внецентренного сжатия:Рис. XIV. 19. Распределение давления под
жесткой лентой_ Mk 12 —'(XIV. 17)где Mki и Mk2 — ядровые моменты всех внешних сил относительно
точек kx и k2 на границах ядра сечения;Wx и W2 — соответствующие моменты сопротивления площади по¬
дошвы.Найдя краевые ординаты эпюры давления грунта, определяют обыч¬
ным путем изгибающие моменты и поперечные силы.Для более точного расчета железобетонных лент основным методом
является расчет по теории балок на упругом основании. Здесь имеется
два метода: старый, основанный на гипотезе Винклера, и более новый, при
котором фундаментная лента рассматривается как балка, лежащая на
упругом полупространстве.Разновидностями метода расчета, основанными на гипотезе Винк¬
лера, являются: метод начальных условий (А. Н. Крылов, Г. Д. Дутов),
статический метод (П. Л. Пастернак) и метод, приводящий к «бесконечно
длинной» балке (метод Г. В. Клишевича, упрощенный . Б. Г. Корене¬
вым).По гипотезе Винклера для балки, лежащей на упругом
основании, интенсивность нагрузки q кг/пог. см в любой точке создается
противодавлением (реакцией) основания, которое принимается пропор¬
циональным прогибу у, т. е.Я — — k0by,
где Ъ — ширина подошвы ленты.
500Глава XIV. Железобетонные фундаментыИз этой формулы следует, что коэффициент пропорциональности k0,
называемый обычно коэффициентом постели или коэффициентом основа¬
ния, представляет собой давление, при котором осадка основания равна
1 см, и измеряется в кг/см3; произведение kQb — k называется погонным
коэффициентом постели.Коэффициент k0 — чисто условная величина; при одном и том же
грунте он зависит от многих факторов, как, например, от величины и формы
площадки нагружения, влажности грунта и пр.Этот метод обладает тем большим недостатком, что осадка основания
считается возможной только там, где приложена нагрузка; в действитель¬
ности осадка (деформация грунта) происходит и за пределами нагружен¬
ного участка,Эти недостатки метода расчета по гипотезе Винклера и заставили
обратиться к другому методу, при котором основание рассматривается
как изотропное упругое тело неограниченных размеров в плане и по глу¬
бине. На самом деле грунт не является таким упругим телом, но эти
отклонения оказалось возможным до некоторой степени оценить соот¬
ветствующим выбором основных характеристик; такими характеристиками
являются модуль упругости грунта Е0 ■х. 100 -г- 500 кг/см2 и коэффи¬
циент Пуассона v0 ж 0,2 н- 0,4.Трудная задача применения методов теории упругости к расчету
конструкций, лежащих на упругом основании, получила разрешение
в трудах советских ученых Г. Э. Проктора, Н. М. Герсеванова, Б. Н. Же-
мочкина, М. И. Горбунова-Посадова, В. А. Флорина и др.По этому методу принимается, что деформация грунта в данной точке
подошвы фундамента зависит не только от давления в этой точке, но и от
давления в других точках. Будучи нагружен фундаментной балкой,
грунт работает как упругое полупространство, и деформации балки про¬
текают совместно с деформациями грунта, на который она опирается.
Напряженное состояние грунта и его деформации под нагрузкой, опре¬
деленные по этому методу, ближе к действительности, чем при расчете
на основании гипотезы Винклера.Для балок на упругом основании Б. Н. Жемочкиным разработаны
теория расчета и практические расчетные таблицы *. Расчетные таблицы
составлены также М. И. Горбуновым-Посадовым 2. Эти работы позволяют
без особых затруднений производить статический расчет фундаментных
балок.Исследования показали, что во всех случаях, когда основание пред¬
ставляет собой связный упругий грунт с толщей достаточной мощности,
а также несвязный грунт при значительной ширине фундамента, т. е.
когда свойства основания приближаются к свойствам упругого полу¬
пространства, фундаментные ленты следует рассчитывать по методам
теории упругости. Только при относительно малой мощности слоя упру¬
гого грунта (когда толщина слоя не превышает ширины ленты) балки
можно рассчитывать на основе гипотезы Винклера.Однако метод расчета фундаментов на упругом основании, рассматри¬
ваемом как упругое полупространство, являясь прогрессивным, в то же
время обладает недостатками, к которым можно отнести далеко не полное
соответствие расчетных и действительных напряжений; модуль упругости
грунта и коэффициент Пуассона также трудно поддаются определению,1	Б. Н. Ж е м о ч к и н, А. П. Синицын, Практический метод расчета фунда¬
ментных балок и плит на упругом основании (без гипотезы Винклера), Стройнздат, 1947.2	М. И. Горбуно в-П о с а д о в, Балки и плиты на упругом основании,
Машстройиздат, 1949; его же, Расчет конструкций на упругом основании, Государ¬
ственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953,
§ 80. Ленточные (балочные) фундаменты501как и коэффициент постели, так как они зависят от целого ряда факторов;
кроме того, при расчете невозможно использовать линии влияния*Учитывая изложенные обстоятельства, П. JI. Пастернак пред¬
ложил новый метод расчета фундаментов на упругом осно¬
вании при помощи двух коэффициентов постели1.
По новому методу упругие характеристики такой неоднородной в разных
направлениях среды, как естественные грунты (особенно сыпучие и мало¬
связные), должны определяться не менее чем двумя коэффициентами
постели.Один коэффициент постели Сг — коэффициент сжатия,
измеряемый в кг!см2у связывает интенсивность вертикального отпора
грунта а с его осадкой w формулойo=Ctw<	(XIV. 18)Другой коэффициент постели С2 — коэффициент сдвига,
измеряемый в кг/пог. см, дает возможность выразить интенсивность верти¬
кальной силы сдвига (или изгибающего момента) в виде произведения С2
на производную осадки в соответствующем направлении:*=С2^. ,	(XIV. 19)Эти силы сдвига появляются и в сыпучих, и малосвязных грунтах вслед¬
ствие сцепления и внутреннего трения между частицами грунта.Несмотря на то, что первый коэффициент Сг по формуле (XIV. 18)
напоминает коэффициент постели k по гипотезе Винклера, в действитель¬
ности введение второго коэффициента постели С2 резко изменяет и характер
коэффициента Сх, освобождая его от недостатков коэффициента k по
Винклеру. Коэффициенты Сх и С2, по данным несложных экспериментов
в полевых условиях, легко могут быть вычислены по готовым формулам.Проф. П. J1. Пастернак рекомендует во всех случаях, когда упругим
основанием является малосвязный грунт, отдавать предпочтение новому
методу с непосредственным экспериментальным определением коэффи¬
циентов С± и С2.Однако методика расчета плит на упругом основании с двумя коэффи¬
циентами постели не получила еще практической разработки. В настоящее
время наибольшим [распространением в СССР пользуется метод расчета
фундамента на упругом основании в виде упругого полупространства.При расчете ленточйых фундаментов необходимо помнить, что, кроме
изгиба, они могут подвергаться также кручению под действием попереч¬
ных моментов, вызванных силами торможения кранов, давления ветра,
заделки в них рам и пр. Для снижения главных растягивающих напряжений
при кручении весьма эффективны горизонтальные вуты, тогда как верти:
кальные вуты в этих случаях имеют значительно меньшее влияйие.Расчет перекрестных ленточных фундаментов (ростверков)
сложнее расчета лент, идущих в одном направлений. Здесь для расчета
также могут быть применены — приближенный способ2, предполагающий
линейное распределение давления (в частности, равномерное), и «точный»,
основанный на теории балок, лежащих на упругом основании.1	П. JI. Пастернак, Основы нового метода расчета фундаментов на упругом
основании при помощи двух коэффициентов постели, Государственное издательство лите¬
ратуры по строительству и архитектуре, 1954.2	В. В. Кречмер, Расчеты и проектирование плоских железобетонных фунда¬
ментов, ОНТИ, 1937.
502Г лава XIV. Железобетонные фундаментыЧто касается высоты сечения ленты, то ее следует назначать при
уменьшенном коэффициенте армирования как для обеспечения большей
жесткости ленты и более равномерного распределения давления под ней,
так и с целью экономии металла.При расчете ленточных фундаментов стен высоту выступающих
консолей в местах заделки приближенно можно определять по моментуМ	кгм!пог. м, где I — вынос консоли ленты и q — реакция грунтана 1 мг. Толщина консоли должна быть такой, чтобы не требовалось ни
сжатой, ни поперечной арматуры.§ 81. СПЛОШНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ФУНДАМЕНТЫ1.	Конструирование сплошных фундаментовКогда колонны или несущие стены нагружены столь сильно, что
отдельные ленты или ленточные ростверки уже недостаточны, может
быть применена сплошная железобетонная плита под всем зданием.Как и ленточные фундаменты, сплошная плита обладает тем ценным
свойством, что она способна перераспределять усилия между более подат¬
ливыми местами и менее податливыми, благодаря чему исключается рез¬
кая неравномерность в осадках отдельных частей сооружения. Поэтому
применение таких фундаментов является одним из лучших способов для
достижения более равномерного распределения нагрузки на слабый
неоднородный грунт.Сплошную фундаментную плиту можно уподобить перевернутому
железобетонному перекрытию той или иной конструкции. Нагрузки,
передающиеся от стен и колонн, аналогичны реакциям от опор перекры¬
тия, но направлены в обратную сторону, плита работает под действием
отпора грунта.Так как нагрузка здесь действует в обратном направлении, то арма¬
тура в средней части пролета должна находиться вверху, а под стенами
и колоннами — внизу; нижняя арматура в некоторых случаях (в надко-
лонных полосах) может потребоваться и на всем протяжении плиты.Сплошные фундаментные плиты могут быть выполнены в виде без¬
балочных или ребристых (кессонных) конструкций.При квадратной (или достаточно близкой к ней) сетке колонн сплош¬
ную фундаментную плиту можно конструировать как перевернутое без¬
балочное перекрытие.При такой конструкции сильно расширяющиеся базы колонн зани¬
мают место в подвальном этаже и ухудшают условия его эксплуатации.При проектировании сплошных плитных фундаментов (например,
под силосные корпуса, под башни и пр.) арматура (по предложению Гип¬
ротиса) принимается в виде сварных сеток с рабочими стержнями одного
направления, укладываемых друг на друга (рис. XIV. 20) не более чем
в четырех плоскостях, причем в соседних сетках рабочие стержни идут
в перпендикулярном направлении. Стыки рабочих стержней в каждой
плоскости устраивают внахлестку без сварки. Стыки сеток, расположен¬
ных в одной горизонтальной плоскости, могут находиться в одном сече¬
нии; совпадение же в нескольких плоскостях стыков сеток внахлестку
недопустимо. Стыки сеток в нерабочем направлении делают без нахлестки.
Верхние сетки укладывают на подставки в виде сварных каркасов, про¬
дольная арматура которых может быть учтена как рабочая.В ребристых фундаментных плитах ребра могут выступать вниз или
вверх. Продольные и поперечные балки располагаются таким образом,
чтобы места их пересечений находились под колоннами.
'§ 81. Сплошные железобетонные фундаменты503В фундаментных плитах с ребрами, выступающими вниз, последние
должны иметь трапецеидальное поперечное сечение (рис. XIV. 21, а),
чтобы откосы отрытых в грунте траншей держались без крепления; опа-г
лубка в этом случае не требуется.При таких плитах пол подвала получается плоский; кроме того,
ребра препятствуют скольжению фундаментной плиты, что имеет значение
при наклонном напластовании грунта.Однако обычно применяются сплошные фундаменты с ребрами, обра¬
щенными вверх (рис. XIV. 21, б), в этом случае условия работы нераз¬
резных ребер более выгодны. Так как высота ребер в местах примыкания
их к опорам часто не может быть увеличена устройством вутов (увеличи¬
вающих заглубление всего фундамента), то либо делают широкие ребра,
либо уширяют их только вблизи промежуточных опор, сохраняя одина:Рис. XIV. 20. • Схема армирования Рис. XIV. 21. Фундаментные плиты
сплошных плитных фундаментов в _ с ребрами вниз. б _ с ребрамц вверхЧтобы получить ровный пол подвала, пространство между ребрами
может быть заполнено грунтом, тощим бетоном или при сравнительно
небольших расстояниях между ребрами по ним могут быть уложены сбор¬
ные железобетонные плиты.Сплошные фундаментные плиты с ребрами, обращенными вверх, по
сравнению с плитами, имеющими ребра, обращенные вниз, как правило,
имеют меньший объем, но, учитывая стоимость земляных работ и опа¬
лубки, — обычно более высокую общую стоимость.На рис. XIV. 22 показан пример армирования сварными сетками
ребристой фундаментной плиты каркасного многоэтажного здания х.
Фундамент по всей площади работает от общего изгиба на положительный
момент.Арматура плиты образована несколькими слоями сеток: в менее
напряженных местах двумя продольными и двумя поперечными сетками,
а в наиболее напряженных местах — четырьмя продольными и* двумя
поперечными сетками. Сетки состоят из отдельных полос длиной 12 м
по 7 0 30 в каждой. Поперечные (анкерные) стержнй по концам прива¬
рены на одной стороне снизу, а на другой — сверху; в результате при
стыковании сеток в рабочем направлении внахлестку рабочие стержни
размещаются в одной плоскости.На местный изгиб плита армируется верхней арматурой, сгруппи¬
рованной в сетки с тремя рабочими стержнями в каждой.1 Инструкция по применению сварных каркасов и сварных сеток в железобетонныхконструкциях (И 122-56), Госстройиздат, 1957/
504Глава XIV. Железобетонные фундаментыКаждое ребро армируется четырьмя вертикальными сетками, которые
объединяются в пространственный .каркас приваркой поперечных стерж¬
ней. Для связи арматуры ребер с нижней арматурой плиты служат шпильки
с крюками на концах.УС-1\\\\Иi) <?t'V ',/ %
ч \
о \.5£* . ..5£_5—1—!Продольный разрез по / -1тоС-3//\\- /' *С-11/Шпильки
* 016С-3~tj Продольные сетки C-Z (4ряда). J*,Разрез по 2 -2Поперечные сетки C-Z {2ряде)280т\ШС-1КЗЦ' 1 и у/ U ■ ^>*11 ■ U ■■ U 1&Разрез по 3-3
-то 		t	1100-С-3<\с-з№"Шпильки
<Р16 надешибаютгл
на-сетки С-1J/| Поперечные сетки С-1 (2 ряда)-
Продольные сетки С-2 (4 ряда)1	сетки C-Z (3ряда)
Поперечные сетки С:2 (2ряда)г)Сетка С-1,Ф1В1-шо-тоо-1г2Ф30>2Ф22*2ФЭ0Сетка С-2Ф16Рис. XIV. 22. Армирование ребристой фундаментной плиты сварными сеткамиа — продольный разрез плиты; б — поперечный разрез по ребру; в — поперечный разрез по плите;
& — сетки для армирования ребер и плиты2.	О расчете сплошных фундаментов‘ Расчет сплошных фундаментных плит сложнее, чем расчет ленточных
фундаментов.Здесь также существуют два способа расчета — приближенный спо¬
соб, предполагающий прямолинейное распределение давления (в част¬
ности, равномерное) и «точный» способ расчета плиты, как лежащей на
упругом основании.Предположение о равномерном распределении давления на грунт
по подошве плиты редко отвечает действительности, а при больших раз;
§ 81. Сплошные железобетонные фундаменты505мерах зданий выполнение этого условия часто совершенно невозможно,
особенно когда колонны несут большую временную нагрузку, меняющуюся
в зависимости от загружения отдельных помещений (складских, торго¬
вых и пр.). Еще более неопределенными становятся статические условия
расчета при сложном плане и различной этажности здания.При приближенном расчете сплошной ребристой плиты нагрузка,
передающаяся на ребро (балку), ограничивается в смежных панелях
плиты биссектрисами прямых углов, т. е. нагрузка на балку передается
по закону треугольника или трапеции.В тех случаях, когда фундаментная плита проектируется по типу
опрокинутого безбалочного перекрытия и расстояния между колоннами
относительно небольшие (например, днища резервуаров), расчет может
быть произведен приближенно, как для безбалочного перекрытия, в пред¬
положении равномерно распределенной реакции грунта.Однако при более или менее значительных расстояниях между колон¬
нами, гибкой плите и податливом грунте такое предположение повлекло
бы за собой большой перерасход материалов. В этих случаях действитель¬
ная реакция грунта сосредоточивается у колонн, и расчетные моменты
по середине панели по сравнению со случаем равномерно распределенной
реакции грунта сильно уменьшаются (на 40% и больше).Поэтому как безбалочные, так и ребристые фундаментные плиты
в ответственных случаях должны рассчитываться как лежащие на упру-
ном основании.Сплошную плиту можно также рассчитывать с применением методов
теории упругости.Одним из распространенных в практике проектирования методов
расчета сплошных фундаментных плит, нагруженных колоннами, является
метод, предложенный О. Я. Шехтер; имеются готовые формулы и таблицы,
облегчающие расчет 1 по этому методу.Наибольшие моменты получаются под колоннами, причем они быстро
падают при удалении от них, меняя знак. Моменты для расчета правиль¬
нее брать не по оси колонн, а у грани колонны или капители.Во многих случаях расчет можно производить по упрощенному при¬
ему 2, рассчитывая сначала плиту в продольном направлении как широкую
балку, пренебрегая изгибом в поперечном направлении, а затем в попереч¬
ном направлении, вырезая полосу шириной 1 м. На основе второго рас¬
чета вносят поправки в первоначальные данные, принимая во внимание
неравномерность нагрузки на основание не только в продольном, но и в по¬
перечном направлении.Подбор сечения плиты и арматуры производится обычным путем.
Однако в тех случаях, когда имеется опасность коррозии арматуры (вы¬
сокий уровень грунтовых вод) подбор сечения следует производить
с учетом ограниченного раскрытия трещин при эксплуатационных на¬
грузках.При расчете сплошных фундаментных плит, как и лент, необходимо
йомнить, что собственный их вес, непосредственно, уравновешиваемый
равным ему отпором грунта, в расчете плиты на изгиб не учитывается.10. Я. Шехтер, Расчет бесконечной фундаментной плиты, лежащей на упругом
основании конечной и бесконечной мощности и нагруженной сосредоточенной силой, Сбор¬
ник трудов НИС треста глубинных работ № 10, 1940.2	М. И. Г о р* б у н о в-П о с а д о в, Расчет конструкций на упругом основании,
Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953, стр.
237—240 и стр. 277; Б. Н. Ж е м о ч к и н, А. Н. Синицын, Практические методы
расчета фундаментных балок и плит на упругом основании без гипотезы Винклера,
Стройиздат, 1947, стр. 44.
506Глава XIV. Железобетонные фундаменты§ 82. ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКИЕ СООБРАЖЕНИЯ ПО ВЫБОРУ
ТИПА ФУНДАМЕНТОВПри выборе типа фундаментов важнейшими факторами являются:
а) назначение и конструкция здания; б) величина нагрузки, приходящейся
на колонны или стены; в) качество грунта, т. е. расчетное сопротивление
основания; г) наличие на строительстве подъемно-транспортных механиз:
мов и их грузоподъемность и д) наличие местных материалов.Правильный выбор типа фундамента оказывает большое влияние
не только на стоимость фундаментов, но и на работу всего здания (соорут
жения).В жилищно-гражданском строительстве с переходом на
индустриальные методы монтажа зданий из элементов заводского изго¬
товления нередко можно применять сборные фундаменты.В зданиях с кирпичными и крупноблочными стенами прочно вошел
в практику строительства вполне определенный тип сборного фундамента
под стены, собираемый из железобетонных трапецеидальных и бетонных
призматических блоков весом до 3 m (рис. XIV. 17).Применение этих фундаментов по сравнению с бутовыми приводит
к удешевлению всего здания примерно на 2% и совершенно исключает
такой трудоемкий процесс, как бутовая кладка.При строительстве каркасно-панельных зданий под железобетонными
колоннами всегда следует устраивать сборные железобетонные фунда¬
менты стаканного типа. Этот тип фундамента в монолитном выполнении
проверен долголетней практикой промышленного строительства.При строительстве крупнопанельных бескаркасных зданий предпо¬
читают, особенно при слабых грунтах (например, в Ленинграде), сборно¬
монолитные фундаменты из сборных бетонных блоков на монолитной
железобетонной подушке таврового сечения. Применением монолитной
подушки стремятся увеличить общую жесткость и устойчивость здания,
собираемого из крупных панелей, при установке которых одна на дру¬
гую, без перевязки, образуются вертикальные швы на всю высоту здания.Таким образом, для зданий трех различных видов практикой выра¬
ботаны и разные типы сборных железобетонных фундаментов, которые
оказались экономичней бутовых фундаментов, требующих большего объема
кладки и не приспособленных к индустриальному строительству.Бутовые фундаменты применимы при малоэтажном строительстве,
особенно когда бут является местным материалом.В промышленном строительстве большое влияние на выбор
типа фундамента оказывают качество грунта и величина передаваемой
нагрузки, а также и величина эксцентриситета продольной силы.При расчетном сопротивлении основания (грунта) более 1—1,5 кг/см2
в большинстве случаев можно обойтись применением отдельных бетонных
или железобетонных фундаментов, причем при умеренной нагрузке (100—
125 т) и малом эксцентриситете возможны сборные фундаменты стакан¬
ного типа, изготовляемые на заводе (полигоне) в виде одного элемента.При большей нагрузке, а также при значительном эксцентриситете
выгоднее, особенно при малой их повторяемости монолитные ступенча¬
тые фундаменты (обычно симметричные), а в необходимых случаях и не¬
симметричные.Когда отдельные железобетонные фундаменты под колонны полу^
чаются по расчету слишком больших размеров, нередко выбор ленточных
фундаментов приводит к более экономичному решению. При этом
в каждом отдельном случае разработке ленточных фундаментов должно
предшествовать технико:экономическое сравнение различных вариан¬
§ 82. Технико-экономические соображения по выбору типа фундаментов 507тов (более глубокое заложение фундаментов на устойчивых грунтах,
устройство искусственного основания и т. п.).В некоторых случаях, особенно на макропористых просадочных
грунтах, может оказаться целесообразным устройство сборных ленточных
фундаментов.В тех случаях, когда и перекрестные ленты недостаточны для пере¬
дачи нагрузки на слабый грунт, необходимо обратиться к сплошной желе¬
зобетонной плите, конструкция которой должна быть выбрана в соот¬
ветствии с конструкцией самого здания и грунтовыми условиями. В исклю¬
чительных случаях, при особенно неблагоприятных грунтах, может потре¬
боваться и устройство искусственного основания.
ГЛАВА XVРАМНЫЕ И АРОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИА. РАМНБ1Е КОНСТРУКЦИИ§ 83. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯРамные конструкции (рамы) в период расцвета монолитного железо¬
бетона находили широкое применение в строительстве; этому способство¬
вало и то, что образование жестких узлов в железобетоне достигается зна¬
чительно проще, чем в рамах из других материалов. Рама и в настоящее
время встречается довольно часто как элемент железобетонных каркас¬
ных зданий. Рамы выполняются и монолитными, и сборными, и с предва¬
рительным напряжением. Их конструктивные формы очень многообразны,
Рамы бывают с двумя стойками — однопролетные и со мно¬
гими стойками — многопролетные.В монолитных многопролетных
рамах промежуточные стойки могут быть
сконструированы качающимися (гибкими)
или жестко связанными с ригелем (рис. XV.1),
Для разного рода одноэтажных промышлен¬
ных зданий, особенно при резких измене¬
ниях температурного режима и коротких
стойках, предпочтительны рамы с гибкими
промежуточными стойками, которые можно
рассматривать как шарнирные; поперечная
жесткость таких рам обыкновенно обеспечи¬
вается жестким сопряжением крайних стоек
с ригелем.Отдельные рамы, расположенные одна
над другой и связанные в одно целое, обра¬
зуют многоэтажную раму.
Различают еще замкнутые рамы, встречающиеся в конструк¬
циях бункеров, силосов, резервуаров и пр,В зависимости от устройства опор рамы разделяются на ш а р н и р-
ные ибесшарнирные (заделанные). У железобетонных шарнир¬
ных рам ригели более тяжелые, стойки иногда переменного сечения и отно¬
сительно легкие фундаменты; у бесшарнирных рам — более легкие ригели,
стойки постоянного сечения, фундаменты более тяжелые,На выбор рамы — шарнирной или заделанной — оказывают влияние
не только экономические соображения, но и грунтовые условия.При сомнительном и ненадежном грунте следует предпочесть шар¬
нирную раму заделанной, так как всякое смещение опор гораздо сильнее
сказывается на заделанных рамах, чем на шарнирных,На шарнирные рамы оказывают меньшее влияние и изменения темпе¬
ратуры, так что в тех случаях, когда можно ожидать больших колебаний
температуры, шарнирная рама предпочтительнее.т7ШVP7.Рис. XV. 1. Схемы многопролет¬
ных железобетонных рама — с качающимися промежуточ¬
ными стойками; б —с жестко заде¬
ланными промежуточными стой¬
ками
§ 83. Общие сведения509Сборные железобетонные рамы -образуются путем сопряжения отдель¬
ных частей при помощи стыков (жестких и шарнирных) и могут быть тех же
видов, что и монолитные, т. е. однопролетные, многопролетные, много¬
этажные и др.В каркасных одноэтажных промышленных зданиях сборные железо¬
бетонные балки (ригели), фермы или арки обычно устанавливают на
стойки, жестко заделанные в фундамент. В поперечном направлении в этомРис-. XV. 2. Сборные рамы с шарнирными ригелями и с заделанными стойкамислучае образуются статически неопределимые системы, часто называемые
тоже рамами, ригели которых можно считать шарнирно связанными с заде¬
ланными стойками (рис. XV. 2)Кроме плоских (плоскостных) рам, встречаются еще прост¬
ранственные рамы (рис. XV. 3, а), в которых составные элементы
рамы и действующие на них нагрузки не располагаются в одной плоскости.В сущности и плоские рамы, будучи жестко связаны между собой про¬
дольными балками (рис. XV. 3, б), образуют в большинстве случаев про¬
странственные системы,которые, однако,
без большой погрешности могут быть
расчле	4рамыКак было отмечено, железобетонные рамы являются важным конструк¬
тивным элементом промышленных и инженерных сооружений, а также
гражданских зданий. Для перекрытий больших помещений находили
применение рамы пролетом до 40 м. При больших пролетах железобетон¬
ные рамы вообще обходятся дороже, чем металлические фермы, что объяс¬
няется получающимся в таких случаях нерациональным соотноше¬
нием между полезной нагрузкой и значительным собственным весом. В
этих случаях существенно более легкими и выгодными будут простран¬
ственные тонкостенные покрытия (оболочки).Рис. XV. 3. Схемы пространственных рам
510Глава XV. Рамные и арочные конструкции§ 84. КОНСТРУИРОВАНИЕ МОНОЛИТНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ РАМКонструирование рам, выполняемое в соответствии с характером дейст¬
вующих на них внешних и внутренних сил, подчиняется в общем тем же
правилам и приемам, которые выработаны для балок и колонн.Рассмотрим простейшую двухшарнирную раму с гори¬
зонтальным ригелем, называемую часто «портальной» рамой
(рис. XV/4, а). Эпюра моментов этой рамы от основных нагрузок, переда¬
ваемых через продольные балки, приведена на рис. XV. 4, б.Рамы устанавливаются на определенных расстояниях одна от другой
и связываются продольными балками и плитой, образуя покрытие ребри¬
стой конструкции, главными балками которого являются ригели рамы.е)П9)I JРис. XV. 4. Двухшарнирная монолитная рама.Стойки рамы конструируются как колонны, подверженные внецент-
ренной нагрузке, т. е. имеют в растянутой и сжатой зонах продольные
стержни, связанные хомутами.Ригель рамы армируется как упруго заделанная балка, причем в мес¬
тах положительных моментов принимается в расчет тавровое сечение со
сжатой полкой (плитой), а в местах с отрицательными моментами — пря¬
моугольное. При армировании отдельными стержнями в ригеле устанавли¬
вают по расчету продольные и отогнутые стержни и хомуты.Углы, т. е. сопряжения ригеля со стойками, являются наиболее от¬
ветственными местами в рамах. Конструкция углов рам должна обеспе¬
чивать их монолитность и неизменяемость при простоте выполнения; при
этом как размеры сечения, так и расположение арматуры в углах должны
соответствовать характеру действующих усилий.Опыты показали, что распределение нормальных напряжений при
изгибе угла в значительной мере зависит от очертания входящего угла
(рис. XV. 5). Так, с уменьшением радиуса закругления, а особенно с пере¬
ходом от закругления к прямому углу, сжимающие напряжения у внутрен¬
него края сильно увеличиваются и нейтральная ось перемещается к вхо¬
дящему углу; растягивающие напряжения также увеличиваются, причем
§ 84. Конструирование монолитных железобетонных рам	511наибольшие напряжения наблюдаются не у края исходящего угла, где
они равны нулю, а на некотором расстоянии от него.Отсюда следует, что в железобетонных рамах в целях смягчения мест¬
ных перенапряжений необходимо входящие углы проектировать в виде
закруглений или скосов (вутов). Особенно необходимы вуты в рамах,
в которых вследствие большой жесткости стоек возникают значительные
моменты в углах. Только в случаях, когда жесткость стоек невелика по
сравнению с жесткостью ригеля, можно допустить их сопряжение под
прямым углом.В углах рассматриваемой рамы, где растяжение возникает у исходя¬
щего угла (рис. XV. 4, в), наружные стержни имеют закругления, для того
чтобы равнодействующая растягивающих усилий, направленная внутрь
угла и действующая сжимающим образом на бетон, не вызывала его разру¬
шения.С внутренней, сжатой, стороны рабочие
стержни продолжаются внутрь угла, а вдоль
вута укладываются дополнительные стержни;
укладка непрерывных стержней по контуру
не допускается во избежание перенапряже¬
ния и откалывания бетона в местах пере¬
гиба стержней.Для повышения жесткости угла часть
отогнутых стержней ригеля пропускается в
стойки рамы, с перепуском их за нижнюю
грань ригеля не менее чем на 30d, а часть
наружных стержней стоек пропускается в ри¬
гель, что особенно необходимо при большом
эксцентриситете (е0 : h >0,5).При армировании сварными каркасами углы армируются путем
перепуска каркасов или установки дополнительных стержней (см. ниже
рис. XV. 7).Шарнирное сопряжение стоек с фундаментом образуется чаще всего
при помощи перекрещивающихся стержней (рис. XV. 4, г) или вертикаль¬
ных стержней-штырей (рис. XV. 4, д); при значительных нагрузках для
повышения прочности бетона в шарнире устанавливают обойму из спирали
(рис. XV. 4, ё). Соединения этого вида не вполне обеспечивают свободный
поворот, и в нижнем сечении опоры может появиться некоторый момент
заделки. В этих несовершенных шарнирах высота сечения стойки у шар¬
нира уменьшается до V2—V3 полной высоты; по краям шарнира между
стойкой и фундаментом устраивают прокладку из просмоленного войлока,,
пакли или толя.В приведенных конструкциях шарниров давление стойки сосредото¬
чивается на небольшой площади, и поэтому необходимо как в нижней части
стойки, так и у верхней грани фундамента установить достаточное коли¬
чество поперечной арматуры в виде спирали или сеток х, повышающих
прочность бетона при сжатии. Шарнирные стержни — перекрещивающиеся
и вертикальные — ставятся из расчета на срез от поперечной силы в шар¬
нире.Шарниры более совершенных конструкций (стальные, чугунные, ка¬
менные) применяются в железобетонных сооружениях в редких случаях —
при особенно больших опорных реакциях, например, в пятах арок больших
пролетов.1 Сечение этих сеток может быть определено по эмпирической формуле F& = ggoo
где N — продольная сила в шарнире в кг.
512Глава XV. Рамные и арочные конструкцииПортал ь н ая рама с заделанными стойками,
как следует из эпюры моментов (рис. XV. 6, а), отличается по конструкции
от шарнирной рамы главным образом способом соединения стоек с фунда¬
ментами.Для восприятия мо¬
мента заделки в фунда¬
мент закладывают стер¬
жни (выпуски), с кото¬
рыми связываются стер¬
жни стоек (рис. XV.6,6);
заделка непосредственно
в фундамент длинных
продольных стержней
стойки не рекомендует¬
ся, так как это затруд¬
няет производство ра¬
бот. Заделанные стойки рам выполняются постоянного поперечного се¬
чения.В раме с ломаным ригелем особое внимание должно
быть обращено на армирование перелома ригеля в зоне положительных
моментов (рис. XV. 7). Равнодействующая растягивающих усилий в арма¬
туре направлена в этом месте на¬
ружу, вследствие чего : растянутая
арматура стремится оторваться от
бетона (рис. XV. 7, а). Воспрепят¬
ствовать этому можно правильным
расположением этой арматуры и уста¬
новкой достаточного количества
хомутов. Нижние растянутые стерж¬
ни не должны следовать очертанию
угла; их необходимо пропускать , в
каждую сторону за точку взаимного
пересечения по крайней мере на 30 d
(см. табл. 3) и закреплять в сжатой
зоне; в скосе угла укладывают допол:
нительные стержни.Сжатые стержни не должны сты¬
коваться в самой вершине угла.Ребро рамы должно иметь доста¬
точную ширину для того, чтобы было
достаточно места для расположения
стержней.При армировании рамы свар¬
ными каркасами возможны два реше¬
ния: с перепуском каркасов (рис.XV. 7, б) или с доведением каркасов
до вершины угла и приваркой их к
особым фасонкам (рис. XV. 7, в). Во
втором случае к фасонкам предва¬
рительно приваривают поперечные стержни, к которым в свою очередь
при помощи точечной сварки приваривают согнутые по форме угла
стержни, стыкуемые на месте со сжатыми стержнями каркасов.При величине угла более 160° арматура может выполняться в виде
непрерывных криволинейных каркасов по форме элемента с установкой
более частых хомутов.Рис. XV. 7. Армирование угла ломаного
ригеляр рмйVРис. XV. 6. [Монолитная рама с заделанными стой¬
ками
§ 84. Конструирование монолитных железобетонных рам513В промышленных зданиях нередко встречаются рамы с ломаным риге¬
лем, у которых значительная часть горизонтального распора воспри¬
нимается открытой металлической или обетонированной затяжкой,
помещаемой выше линии опор. В этом случае по сравнению с рамой без
затяжки моменты в ригеле и стойках и распор, передаваемый на фун¬
даменты, значительно уменьшаются.Недостатком такого решения являются некоторое стеснение внутрен¬
него габарита здания и усложнение производства работ.Рис. XV. 8. Жесткие узлыа — ригеля с промежуточной стойкой; б — входящего угла ригеля со стойкойМногопролетные железобетонные рамы бывают двух основ¬
ных видов: а) с прямолинейными одно- или двускатными ригелями и б) с ри¬
гелями, образующими входящие углы над стойкой. Здесь новыми деталями
являются углы над промежуточными опорами; внешние углы по своей кон¬
струкции не отличаются от углов однопролетной рамы.На рис. XV. 8, а приведена конструкция сопряжение прямолиней¬
ного наклонного ригеля с промежуточной стойкой, а на рис. XV. 8, б —
входящего угла ригеля и стойки. В первом узле показано жесткое сопря¬
жение ригеля со стойкой; если же промежуточ¬
ная стойка работает как качающаяся, она кон¬
струируется как обыкновенная центрально сжа¬
тая железобетонная стойка и устраивается вовсе
без шарнира или соединяется с ригелем верти¬
кальными стержнями. Во втором узле особое
внимание обращается на перепуск стержней
у внутренних граней жесткого узла и на распо¬
ложение арматуры над стойкой рамы для воспри¬
ятия отрицательного опорного момента.Многоэтажные рамы размещаются
обычно в поперечном направлении (поперек
здания); перпендикулярно рамам располагают¬
ся продольные балки и обвязки (по наружным
стойкам), служащие ребрами для плит пере¬
крытий.Обычные пролеты многоэтажных рам и расстояния между ними 5—
8 м. Однако встречаются и большие пролеты рам (до 16л*),что раньше вызы¬
вало серьезные затруднения при необходимости уменьшения размеров
сечения (двойная арматура, высокие марки бетона). В настоящее время
с использованием предварительного напряжения меньшие размеры сече¬
ния достигаются значительно легче.Все основные правила конструирования внешних углов и сопряжений
стоек с фундаментами остаются в силе и для многоэтажных рам. Новым
является узел сопряжения поэтажных ригелей с крайними стойками
(рис. XV. 9). Учитывая, что бетонирование ведется поэтажно, необходимо
из нижерасположенных стоек выпускать продольную арматуру выше по-Рис. XV. 9. Сопряжение
ригеля с крайней стой¬
кой каркаса
514Глава XV. Рамные и арочные конструкции
ПоД-А§ 84. Конструирование монолитных железобетонных рам	515Рис. XV. 10. Многоэтажная рама, армированная несущими каркасами
516Тлава XV. Рамные и арочные конструкцииверхности плиты перекрытия на 30 d для стыкования с арматурой вышерас-
положенных стоек; затем растянутые стержни ригеля должны быть заве¬
дены за внутреннюю грань стойки на 30 d (по табл. 3). Если же в месте при¬
мыкания ригеля стойка всегда сжата, величина запуска арматуры ригеля
может быть уменьшена HalOd. При арматуре периодического профиля
крюки отсутствуют.При возведении зданий с высокими этажами и тяжелыми нагрузками
многоэтажные монолитные рамы целесообразно армировать несущими
сварными каркасами.В качестве примера многоэтажной рамы, армированной несущими
сварными каркасами, на рис. XV. 10, а приведена рама главного корпуса
агломерационной фабрики с высотой средней части до 40 м. Рама отли¬
чается весьма большой разнотипностью элементов из-за различной вели¬
чины пролетов (до 13 м) и высоты этажей (до 17 м), что вызвано требова¬
ниями технологического процесса. Возведение таких рам обычным спосо¬
бом (с армированием отдельными стержнями) потребовало бы установки
высоких -лесов и как следствие большой затраты времени и лесомате¬
риалов.Все несущие сварные каркасы запроектированы с максимальным при¬
менением гибкой арматуры.Несущий каркас колонн (рис. XV. 10, б) представляет собой
пространственную конструкцию, состоящую из продольных круглых стерж¬
ней и поперечных связей, расположенных по боковым граням. Для уве¬
личения общей жесткости каркаса четыре угловых стержня имеют боль¬
ший диаметр. Угловые и ближайшие к ним продольные стержни связаны
треугольной решеткой в виде змеек, что позволило обойтись тонкими стерж¬
нями диаметром б—8 мм. Кроме змеек, поставлены ромбические хомуты
для завязки промежуточных продольных стержней, а через каждые 2—2,5	м — поперечные диафрагмы в виде крестов. Длина отдельных карка¬
сов колонн достигала 10—12 м.Для присоединения каркасов колонн к выпускам фундаментов и сопря¬
жения их между собой применены монтажные накладки, на болтах и рабо¬
чие накладки на сварке.Каркасы ригелей и балок (рис. XV. 10, в) составлялись
для каждого пролета в отдельности из двух-трех вертикальных ферм
(плоских сварных каркасов), связанных поверху и понизу решетками из
змеек и отдельных стержней. По концам этих каркасов приварены планки,
которыми они устанавливаются на столики (из уголков), приваренные
к каркасам колонн.Для восприятия опорных моментов над колоннами каркасы балок со-
седних пролетов соединяются поверху дополнительной арматурой
(рис. XV. 10, г); нижние стержни диаметром 12 мм стыкуются конструк¬
тивно.В нижних узлах каркасов ригелей и балок для подвешивания
опалубки приварены проушины (узел В); после распалубки проушины
срезаются.После сборки на земле каждого арматурного каркаса на него
устанавливалась щитовая опалубка, скрепленная деревянными хому¬
тами.Подготовленные таким путем арматурно-опалубочные блоки достав¬
лялись по железной дороге к месту монтажа и монтировались вантовым
краном. Монтаж конструкций одноэтажной части производился краном
на гусеничном ходу.
§ 85 Конструкции сборных железобетонных рам517§ 85. КОНСТРУКЦИИ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ РАМСборные рамные конструкции могут быть осуществлены двумя спо¬
собами:1)	сборкой из отдельных элементов — балок (ригелей) и стоек (колонн)
с устройством жестких узлов;2)	изготовлением элементов в виде цельных рам.По первому способу выполнение рам сложнее в конструктивном отно¬
шении, но зато отдельные элементы могут изготовляться не только на по¬
стройке, но и на заводе, так как транспортировка их не представляет труд¬
ностей.Второй способ ввиду нетранспортабельности элементов применим
только при выполнении их на месте постройки.1.	Рамы из отдельных элементов (составные)а)	Одноэтажные рамыСущность этого способа, впервые примененного в 1927 г. инж. Хойером
(Германия), заключается в том, что рама в намеченных по проекту местах
(лучше в менее напряженных) подразделяется на отдельные элементы,
которые, будучи изготовлены на стороне, затем соединяются между собой
обычно при помощи металлических стыков. Благодаря надежной связи
отдельных элементов между собой представляется возможным собранную
по этому способу конструкцию рассматривать как одно целое и соответ¬
ственно с этим вести ее расчет. По этому способу можно производить сборку
рам без применения лесов, ограничиваясь легкими подмостями, как при
сборке металлических конструкций.Первоначально металлические стыки Хойера в больших рамах обра¬
зовывались из отрезков двутавров или склепанных швеллеров, полки
которых соединялись с. торцами элементов посредством выпущенных кон¬
цов стержней арматуры или особых коротышей, снабженных на конце
винтовой нарезкой 1 ,Применение этих стыков ограничилось главным образом случаями
больших рамных конструкций и тяжелых прогонов. Подобные стыки были
применены, например, в 1933 г. при возведении каркаса машинного зала
Нижне-Свирской гидроэлектростанции, колонны которого высотой 18,5 л*
были составлены из четырех отдельных элементов весом от8 до 15 т каждый.Значительно целесообразнее осуществлять сборные составные рамы
при относительно небольших пролетах, используя по возможности, завод¬
ской способ изготовления отдельных частей.Имеются примеры изготовления (в Германии) заводским путем двух¬
шарнирных рам пролетами 12,5 и 15 м (рис. XV. 11). Каждая рама состояла
из пяти частей — двух стоек и трех элементов ригеля, соединяемых метал¬
лическими стыками типа стыка С. А. Дмитриева (см. рис. IV. 13, а). Для
снижения веса элементы изготовлялись двутаврового сечения с перемен¬
ной толщиной стенки. Рамы устанавливались через 5 ли соединялись под¬
крановыми и обвязочными балками, а также элементами покрытия (па¬
нелями).Изготовлялись также и двухшарнирные рамы с наклонным ригелем
пролетом до 10 м, по конструкции аналогичные предыдущей; они состав¬
лялись из трех элементов — двух стоек и ригеля.1 К. ■ В. С а х н о в с к и й, Железобетонные конструкции, Государственное изда¬
тельство литературы по строительству и архитектуре, 1951, стр. 460.
518Глава XV. Рамные и арочные конструкцииL* 12,3 и 15 м
Н-4,25', 6,00м и 8,00мРис. XV. 11. Каркас промышленного здания с двухшарнирными сборнымисоставными рамами1 — стойки; 2 — крайние элементы ригеля; 5 — средний элемент ригеля; 4 — подкра¬
новая балка; 5 — обвязочная балка; € — сборные ребристые плитыРис. XV. 12. Сборная двухпролетная рама (Франция). Размеры в м, моменты в тм
'§ 85. Конструкции сборных железобетонных рам519В ряде стран Западной Европы,.преимущественно во Франции, Англии
и Бельгии, для образования сборных рамных конструкций применяются
болтовые соединения, отличающиеся большой простотой.На рис. XV. 12 показана сборная двухпролетная рама складов (Фран¬
ция) с пролетами 2 X 24,64 м, составленная из пяти элементов — двух
крайних Г-образных стоек, центральной Т-образной стойки и двух двускат¬
ных вкладышей ригелей 1 . Элементы соединяются по типу в полдерева
с креплением болтами. Стыки расположены в местах, где моменты возни¬
кают только при действии ветровой нагрузки и где поставленных болтов
достаточно для восприятия появляющихся усилий.Под головки и под гайки болтов подложены стальные прямоуголь¬
ные пластинки таких размеров, чтобы они оказывали необходимую помощь
в работе бетона на сжатие.Стойки рам установлены в
фундаменты стаканного типа.Для укладки L-образных про¬
гонов в верхней поверхности ри¬
гелей предусмотрены необходимые
пазы.У нас наиболее распростра¬
нен тип сборных железобетонных
рам одноэтажных промышленных
зданий, образованный стойками,
жестко заделанными в фундамент
стаканного типа, и ригелем (в виде
железобетонной балки, фермы или арки), шарнирно связанным со
стойками (рис. XV. 13). При большой высоте стойку иногда делают из
двух частей: нижней — до верха подкрановой консоли и верхней над-
крановой части.В продольном направлении стойки крайних (пристенных) рядов кар¬
каса соединяются обвязочными железобетонными балками, скрепляемыми
с колоннами при помощи болтов или сварки. В зданиях с мостовыми кра¬
нами продольными связями служат подкрановые балки, которые уклады¬
вают на консоли колонн и соединяют с ними на сварке при помощи заклад¬
ных деталей.б)	Многоэтажные рамыСборные многоэтажные железобетонные рамы являются основой сбор¬
ных многоэтажных каркасных зданий в гражданском и промышленном
строительстве.По своей схеме конструкция сборных каркасов многоэтажных зданий
может быть двух видов: связевая и рамная.В первом случае ветровые нагрузки передаются на вертикальные
диафрагмы, а каркас проектируется с частичным защемлением ригелей
на опорах.Во втором случае ветровые нагрузки передаются на каркас, и рамы
проектируются с жесткими узлами.Узловые соединения рекомендуется выполнять путем опирания риге¬
лей на консоли колонн с соединением верхней арматуры ригелей сваркой
и с заполнением бетоном швов между ригелями и колонной.При частичном защемлении сечение соединяемой верхней арматуры
ригелей и сечение накладок рекомендуется принимать равным 30% от
сечения арматуры в пролете.Рис. XV. 13. Схема сборной рамы одноэтаж¬
ного промышленного здания1	J. С о u 1 о п, Deux hangars еп beton агшё prefabrique, «Travaux», Novembre, 1964.
520Глава XV. Рамные и арочные конструкцииПри рамной системе соединение ригелей с колонной должно выпол¬
няться жестким, что обеспечивается соответствующим сечением соеди¬
няемой верхней арматуры ригелей и сечением накладок.Разрез по МРазрез по 2-ZРис. XV. 14. Рамные узлыа — с применением дуговой ванной сварки; б — стаканный стык; / — заливка цемент¬
ным раствором; 2 — штукатурка по сеткеСуществует несколько приемов образования жестких узлов; остано¬
вимся на более характерных.На рис. XV. 14, а ригели установлены на консоли колонны и в верх¬
ней зоне четыре стальных стержня стыкуются с таким же количеством
§ 85. Конструкции сборных (железобетонных рая521стержней,- пропущенных через колонну, путем дуговой ванной сварки;
в нижней сжатой зоне боковые закладные полосы ригеля приварены к за¬
кладным планкам колонны.На рис. XV. 14, б жесткое соединение элементов ригеля и колонны,
образующее рамный узел, достигается устройством так называемого
стаканного стыка.В этом стыке стенки ри-
* геля, имеющего двухстен-
чатое сечение, и его попе¬
речные диафрагмы обра¬
зуют стакан, в который
входят нижний и верхний
элементы колонны с задел¬
кой бетоном зазоров после
монтажа и выверки кон¬
струкции. Стык элементов
ригеля в этом решении
узла выносится на корот¬
кую консоль с устройст¬
вом жесткого соединения.Укажем еще на узел
(для гражданских зда¬
ний), разработанный
б. ЦНИПСом. Здесь пере¬
дача усилий происходит
через закладные части и
непосредственно через же¬
лезобетон (рис. XV. 15);
такой стык требует при¬
мерно в 2,5 раза меньше
металла по сравнению со
стыками на консолях (20
вместо 50 кг).Стык колонн решен
здесь с применением сфе¬
рического шарнира. Торцы
колонн разной кривизны
позволяют упростить уста¬
новку и выверку колонн
при монтаже и обеспечи¬
вают центральную пере¬
дачу усилий. Выяснено,
что для обеспечения хоро¬
шей центрировки радиусы
сфер торцов следует при¬
нимать в пределах 1,6—1,8Л, где h — большая сторона сечения ко¬
лонны, а величину зазора между крайними точками соприкасающихся
сфер — около 2 мм.Концы колонн следует армировать поперечными сетками на высоту,
равную 12 диаметрам продольной арматуры колонны.Усилия среза в примыкании ригелей к колонне передаются непосред¬
ственно через бетонные шпонки, образующиеся при замоноличивании
стыка. Верхняя арматура ригеля стыкуется при помощи отрезков стерж¬
ней, пропущенных сквозь трубки, заложенные в колонну при ее изготовле¬
нии; эти отрезки привариваются к арматуре ригеля посредством планок*Рис. XV. 15. Конструкция узла сборного железобе¬
тонного каркаса (по ЦНИПСу)/ — съемный монтажный столик; 2 — накладки; 3 — стыко¬
вые стержни опорной арматуры
522Глава XV. Рамные и арочные конструкцииВ торцах ригелей и гранях колонн (в месте примыкания) устроены
призматические углубления, которые после замоноличивания образуют
своеобразные шпонки, воспринимающие поперечную силу.Стык со сферическим шарниром располагается в уровне перекры¬
тия. Многоэтажная рама при расчете рассматривается как состоящая из
отдельных одноэтажных или двухэтажных рам (при колоннах на два
этажа), с шарнирными опорами и жестким сопряжением ригеля со стой¬
ками.Опыты б. ЦНИПСа подтвердили целесообразность этого вида стыка.На основе опытов даны следующие расчетные формулы.Несущая способность шарнирного стыка может быть опре¬
делена по формуле= F? (#пр + 2jlK^a),	(XV. 1)где Fer — площадь бетона внутри контура сеток;(j-K —'коэффициент косвенного армирования.Шпоночное примыкание ригелей к колоннам способно воспринять
перерезывающее усилиеQcp = FTRCV = 0,3(XV. 2)где Fe11— суммарная площадь среза шпонок вместе примыкания ригелей;
£шп — кубиковая прочность бетона шпонок;0,3 — коэффициент, принятый на основании испытания образцов,
которое показало, что прочность бетона шпонок на срез составляет 0,3
кубиковой прочности бетона стыка.В узлах с жестким стыком колонны (рис. XV. 14, а) сварные
швы должны выполняться из условия равнопрочности их с рабочей арма¬
турой стыкуемых элементов. Все основные сжимающие усилия в стыке
колонны должны передаваться через заливку раствором полости стыка.Можно отметить, что конструкции стыков и узлов отработаны еще
недостаточно и не вполне удовлетворяют требованиям простоты и малого
расхода металла.2.	Цельные сборные рамыПервый опыт изготовления у нас цельных сборных рам относится
к зиме 1930/31 г., когда на Уралмашстрое были выполнены тяжелые
рамы с наклонным ригелем пролетом 10,6 м и средней высотой 9 м при
весе 21 т. Рамы бетонировали в особом тепляке в вертикальном положении
на предельно сближенных расстояниях и затем по истечении срока выдер¬
живания отвозили на место на обычной железнодорожной платформе,
оборудованной специальной металлической фермой, для крепления рам
в вертикальном положении. Стойки рам устанавливали в гнезда фунда¬
ментов с последующей заливкой раствором.Этот случай был исключительным. В дальнейшем применялись сбор¬
ные цельные рамы только относительно небольших пролетов и веса
(до 10 т) обычно в составе каркасов многоэтажных зданий. Так, при несу¬
щих кирпичных стенах и среднем проходе по середине устанавливались
двухконсольные рамы, на консоли которых укладывались железобетон¬
ные прогоны, перекрывающие крайние пролеты и опирающиеся другим
концом на кирпичные стены (рис. XV. 16, а).В зданиях с полным каркасом каркас каждого этажа образуют одно¬
пролетные рамы с выпущенными к середине здания консолями, на которые
опираются вкладыши среднего пролета (рис. XV. 16, б).
§ 85. Конструкции сборных железобетонных рамS23В обоих случаях рамы устанавливались друг на друга, причем центри¬
ровка опирания достигалась при помощи штырей в стойках верхней рамы
и гнезд в нижней (шарнирное соединение).В послевоенные годы подобные конструкции многоэтажных зданий
с применением цельных сборных рам ре находили применения в нашем
строительстве.и)ФРис. XV. 16. Схемы сборных многоэтажных каркасов (рам)В зарубежной строительной практике цельные сборные рамы нашли
значительное применение в США (в Лос-Анжелосе и др.), Венгрии, ГДР
и др. при возведении главным образом одноэтажных зданий.На рис. XV. 17 показан остов сооружения (США) из сборных цельных
рам, на который в моментмонтажа навешиваются крупные стеновые панели.По мнению американских специалистов, во многих случаях сборные
цельные рамы при наличии достаточно мощных кранов оказываются более
экономичными по сравнению с	-составными, так как отпадает
необходимость выполнения до¬
рогих стыков \ При этом для
больших рам рекомендуются
пустотелые сечения.Как показал опыт строи¬
тельства в Венгрии, а затем и
в Германской Демократической
Республике представляется вьь
годным изготовлять сборные
одноэтажные рамы в вертикаль¬
ном положении, подобно тому
как это было впервые выпол¬
нено у наев 1931 г, на Уралмаш-
строе, но с существенными отли-	Рис. XV. L7чиями. Для того чтобы этот спо¬
соб был выгоден, работы должны производиться в следующем по¬
рядке 2 .У одного из торцов пролета промышленного здания бетонируются
в вертикальном положении вплотную друг к другу все рамы, предназна¬
ченные для установки в данном пролете (рис. XV. 18, а). При этом лучше
всего опалубку для рам устраивать в виде пакета и бетонировать все рамы
одновременно. После затвердения бетона разбирают леса и опалубку рам
в боковых частях (рис. XV. 18, б). На освободившемся месте устанавли-1	Journal of the American concrete institute № 6, 1954.2	Новый способ строительства промышленных зданий, «Бетон и железобетон» № 4,1956.
524Глава XV. Рамные и арочные конструкциивают две передвижные башни, предназначенные для транспортирования
готовых рам. Башни, подведенные под ригель первой распалубленной
рамы, перемещаются по рельсовым путям вдоль пролета. На башнях уста¬
новлены гидравлические домкраты (рис. XV. 18, в), с помощью которых
рама приподнимается и закрепляется в нужном положении клиньями.
Передвижение башен осуществляется с помощью ручной лебедки. РамыРис. XV. 18устанавливаются на заранее сделанные фундаменты и раскрепляются
фундаментными, карнизными и подкрановыми балками, которые достав¬
ляются и монтируются при помощи тех же башен.Анализ показал, что возведение каркаса здания таким способом тре¬
бует на 23—30% меньше времени, чем монтаж каркаса обычным способом.§ 86. КОНСТРУКЦИИ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ РАМВ последние годы в ряде стран (Западная Германия, Италия, Англия
и др.) все чаще применяются монолитные и сборные рамы с предвари¬
тельным напряжением.В ФРГ были применены двух- и трехпролетные железобетонные рамы
с предварительно напряженным ригелем. На рис. XV. 19 приведен разрез
двухпролетной рамы с пролетами по 19,85 м. Высота сечения ригеля равна
1,1 му т. е. составляет около Vi8 пролета.В качестве напрягаемой арматуры применены пучки из 42 проволок;
пучки заключены в трубки из листовой стали и уложены по плавной кривой
в соответствии с эпюрой изгибающих моментов.Натяжение пучков осуществлялось гидравлическими домкратами
с легких передвижных металлических лесов. Каждый пучок натягивался
с одного конца; другой конец заделывался в бетоне смежного пролета.
По окончании натяжения пучков в каналы нагнетался цементный раствор.На рис. XV. 20 приведен другой пример из итальянской практики. Рамы
столовой казармы в Риме имеют расчетный пролет 32,5 м при шаге 4,72 м.
Предварительному напряжению подвергались стойки (переменного сече¬
ния) и ригель (коробчатого сечения).Для армирования были заготовлены пучки по 16 проволок диаметром
5 мм: по 6 пучков — в ригеле и по 4 — в каждой стойке. Натяжение пуч¬
ков осуществлялось в несколько приемов с целью снижения по возмож¬
ности потерь от трения пучков о стенки каналов.Примером составной предварительно напряженной рамы, армирован¬
ной пучками, может служить рама одного из промышленных корпусов
в Коллеферо в Италии (рис. XV. 21). Рама пролетом 30 м собиралась из
3 элементов, ригель армирован 18 пучками по 18 проволок диаметром 5 мм
в каждом; стойки имеют по 6 таких же пучков. Пучки арматуры располо¬
жены по кривым линиям, причем они переходят из одного элемента в дру:
гой для стягивания при их монтаже.
§ 86 Конструкции предварительно напряженных железобетонных рам 525В Англии построен ряд про¬
мышленных корпусов, основным
элементом которых является со¬
ставная рама с арочным ригелем
пролетом 27 м (рис. XV. 22). Дроч-
ный ригель рамы имеет V-образ¬
ное поперечное - сечение; распор
воспринимается затяжкой на под¬
весках. Стойки также имеют V-об¬
разное сечение и выполнены с
предварительным напряжением.
Натяжение арматуры производит¬
ся одновременно с укрупнитель-
ной сборкой. Выбранное тонкой
стенное V-образное сечение поз¬
воляет осуществлять отвод атмо¬
сферных вод с покрытия без уст¬
ройства специальных желобов.Каждая рама составляется из
22 элементов (блоков): ригель из
блоков двух типов — опорных и
промежуточных; стойка — из шести
блоков трех типов; толщина сте¬
нок блоков — 6 см.Для получения монтажного
веса не более 3 m верхняя поверх¬
ность арочных блоков сделана
ребристой; пространство между
ребрами заполняется бетоном
после укрупнительной сборки арок
и установки на место.Затяжка выполнена из четы¬
рех напряженных стержней, за-
анкеренных в опорных блоках.
Напрягаемая арматура стоек со¬
стоит из четырех вертикальных
стержней, проходящих с наруж¬
ной стороны колонн и заанкерен-
ных в монолитных фундаментах и
в опорных блоках арочного риге¬
ля. Напрягаемые стержни — гори¬
зонтальные и вертикальные —
заключены в металлические обо¬
лочки, заполняемые после натя¬
жения цементным раствором.Рамы устанавливаются с ша¬
гом 7,5 м; между рамами распо¬
ложены двускатные остекленные
фонари.Представляют интерес и рас¬
четные данные по этим рамам. На¬
тяжение затяжки было рассчи¬
тано на создание в ригеле изги¬
бающего момента, равного по
величине, но противоположного пох2. Qu
05й °
а ссз <уЯКо= иа-х S
я $ <и1> Ка. о-
с а
526Глава XV. Рамные и арочные конструкцииРис. XV. 20. Однопролетная рама с предварительно напряженными стойками и ри¬
гелем (Италия) (размеры в м)а — конструкция рамы; б — сечение ригеля; в — внутренний вид помещенияРис. XV. 21* Предварительно напряженная рама из трех элементов (Италия)
§ 86. Конструкции предварительно напряженных железобетонных рам 527знаку момента от собственного веса и половины временной нагрузки.
Таким образом, при отсутствии временной нагрузки действующие в
раме силы создают в арочном ригеле отрицательный момент, а при на¬
личии временной нагрузки — положительный; тот и другой по абсолют-1Рис. XV. 22. Составная предварительно напряженная рама с арочным ригелем '(Англия)а — общий вид здания; б — схема рамы; 1 — монорельс; 2 — подвески; 3 — напряженная арматура*4 — остекление	•	’ной величине составляют только половину изгибающего момента от
временной нагрузки.Сборка элементов ригеля рамы выполнялась с легких инвентарных
подмостей (на колесном ходу) на уровне земли.Собранная конструкция (общим весом 75 т) поднималась при помощи
двух ленточных гидравлических подъемников.Нашли применение во Франции (Париж) железобетонные рамы много¬
этажных зданий, составляемые из отдельных блоков, с предварительным
528Глава XV. Рамные и арочные конструкциинапряжением при помощи арматурных пучков (рис. XV. 23). В такой раме
ригели после их сборки устанавливают на колонны (собранные на высоту
этажа) и производят «притяжку» пучками ригелей к колоннам для созда¬
ния жестких узлов.При строительстве сборных многоэтажных зданий в Англии (Лондон)
применяются цельные сборные предварительно напряженные рамы, обра:
зующие остов наружных еден 1 .По 1-1По 2-2.>* ♦U-вбо~1»Рис, XV. 23, Многоэтажная составная предварительно напряженная рамаКаждая рама состоит из стоек, перемычки и подоконной части. Рамы
устанавливаются по периметру здания через один пролет и соединяются
друг с другом на болтах при помощи сборных железобетонных предва¬
рительно напряженных элементов. Соединение рам по вертикали также
осуществляется на болтах.§ 87. ПРАКТИЧЕСКИЕ СВЕДЕНИЯ ПО РАСЧЕТУ РАМНЫХ КОНСТРУКЦИЙДля расчета железобетонных монолитных рам так же, как и сбор^
ных — цельных и составных на жестких стыках, — применимы все су¬
ществующие методы расчета.Как известно, последние разделяются на: аналитические, графоана¬
литические и экспериментальные (механические).Большинство изысканий советских ученых (1925—1932 гг.) относится
к аналитическим методам, распадающимся на две основные группы: ме¬
тод сил и метод деформаций. В этой области А. А. Гвоздевым, И. М. Раби¬
новичем, Б. Н. Жемочкиным и др. предложен ряд новых решений; наиболее
универсальным для расчета сложных рам является так называемый сме¬
шанный метод расчета, предложенный А. А. Гвоздевым2.Кроме точных методов расчета рам, которые и по настоящее время
остаются все же достаточно сложными, практика потребовала разработки
приближенных методов и приемов, особенно необходимых для предвари¬
тельных расчетов.1	Architecture and Building № 1, 1954.2	А. А. Гвоздев, Общий метод расчета статически неопределимых систем, М. 1927.
$ 87. Практические сведения по расчету рамных конструкций529Большим подспорьем для практики явились разного года таблицы
готовых формул для различных рамных систем 1 .Расчет рам начинают с назначения предварительных размеров сече¬
ний стоек и ригелей и установления первого приближенного очертания
оси рамы и соотношения моментов инерции. Большое значение здесь имеет
опыт проектировщика; при отсутствии опыта существенную пользу может
принести сравнение проектируемой рамы с подобными ей существующими.В состав ригеля рамы часто входит плита. Последняя при подсчете
моментов инерции учитывается полной шириной, равной расстоянию между
серединами примыкающих к ригелю пролетов.Предварительные размеры сечений могут быть установлены с малой
затратой времени по готовым формулам.Для ригелей прямоугольного сечения, если не предполагается нали¬
чие больших вутов, сечение в пролете может быть подобрано по моменту,
равному (0,6 -f- 0,8) М0, а в предположении вутов значительного раз¬
мера — по моменту (0,4 -г- 0,6) М0, где М0 — максимальный момент в про:
лете для простой балки.Для стоек рам, работающих преимущественно на вертикальные на¬
грузки, предварительное сечение может быть подобрано без учета момента,
т. е. только на центральное сжатие с введением коэффициента условий ра¬
боты пг = 0,8 ч- 0,6. При значительном влиянии горизонтальных сил
можно учитывать момент на основе приближенного расчета на ветер.По найденным предварительным размерам сечений вычерчивают
фасад рамы, по которому и принимается схема для окончательного расчета.
Последний состоит из следующих этапов: а) определения опорных реак¬
ций и изгибающих моментов; б) определения продольных и поперечных
сил; в) подбора сечений арматуры; г) расчета поперечной арматуры
и иногда д) проверки стоек на продольный изгиб.Изгибающие моменты, продольные и поперечные силы должны быть
определены для каждого вида нагрузки и для всех характерных сечений,
в которых необходимо произвести подбор арматуры, например, в ригеле —
в местах опирания продольных балок, у начала вута, в углах, а в стой¬
ках — в двух-четырех местах, причем на уровне подкрановых консолей
берется два сечения — непосредственно выше и ниже места приложения
нагрузки.Определяя расчетные усилия при дополнительных сочетаниях нагру¬
зок, необходимо учитывать указания СНиПа (гл. Н-Б. 1, § 3) о введе¬
нии специального коэффициента.Найденные величины моментов продольных и поперечных сил впи¬
сываются в таблицы по графам, соответствующим видам нагрузок; затем
подсчитываются расчетные значения М, N и Q.Практически обычно строят огибающие (объемлющие) эпюры момен¬
тов, ординаты которых дают значения Ммакс и Ммин во всех сечениях;
строятся также и огибающие эпюры поперечных и продольных еил.В прямолинейных ригелях рам с параллельными стойками продоль¬
ные силы от вертикальной нагрузки принимаются равными нулю, т. е.
ригели рассчитываются только на изгиб.В промышленных сооружениях, имеющих большие пролеты и отли¬
чающихся тяжелыми температурными условиями (здания стекольных1 А. Клейнлогель, Формулы для расчета рамных конструкций, Государ¬
ственное техническое издательство, 1926; его же, Формулы для расчета сложных рам,
Государственное техническое издательство, 1929; И. П. Ерохин, А. С. М а л и е в,
Формулы для расчета сложных рам методом расчленения, ОНТИ, 1935; Д. В. Бычков,
Формулы и графики для расчета рам, Госстройиздат, 1957; Г. С. Глушко в*
И. Р. Егоров, В. В. Ермолов, Формулы для расчета рам, Госстройиздат, 1958.
530Глава XV. Рамные и арочные конструкциии других печей, котельные электростанций и пр.); производят расчет на
действие температуры (принимая случай равномерного нагревания).При расчете рам допускается определение усилий с учетом их перерас¬
пределения вследствие пластических деформаций. При этом должны быть
соблюдены такие условия, чтобы в поверке устойчивости конструкции в це¬
лом не было надобности, а гибкость внецентренно сжатых элементов не пре¬
восходила X = 50; при арматуре из стали марок Ст. 0, Ст. 3, Ст. 5 и 25Г2С
должно быть соблюдено условие S6 < 0,6So. Самый расчет с учетом пласти¬
ческих деформаций производится подобно расчету неразрезных балок.
Сначала рама рассчитывается как упругая система на действие постоян¬
ной нагрузки. Усилие от каждого случая расположения временной на¬
грузки складывается с усилием от постоянной нагрузки. Затем к каждой
полученной эпюре прибавляется эпюра усилий от лишних неизвестных,
умноженных на произвольный множитель, притом так, чтобы расчетныемоменты были меньше, чем в упругой системе,
не более чем на 30%.Перераспределение усилий производится
для каждого невыгодного случая. Пользуясь
этими окончательными эпюрами от отдельных
нагрузок, производят подбор сечений.В рамах, собираемых из отдельных частей,
необходим расчет стыков.Широко применяемые в одноэтажных про¬
мышленных зданиях сборные рамные конструк¬
ции без жестких узлов, но с жесткой заделкой стоек в фундаментах и
с условным шарнирным соединением их с ригелями также представляют
собой статически неопределимые системы.Точный расчет их, связанный с решением системы уравнений, весьма
сложен. Поэтому практически довольствуются приближенным расчетом,
который, по существу, сводится к расчету отдельных внецентренно сжатых
стоек.Как правило, стойки рассчитываются в предположении полной за¬
делки их в уровне верха фундамента при неподвижной верхней опоре;
деформации ригеля (т. е. железобетонной балки, нижнего пояса фермы,
затяжки арки) не учитываются.В обычном расчете таких рам за лишние неизвестные принимаются
горизонтальные силы в ригелях (соединительных связях), которых будет
столько, сколько имеется пролетов.В простейшем случае однопролетной схемы (рис. XV. 24) имеется ста¬
тически неопределимая система с одним лишним неизвестным.При вышеуказанных условиях всякая, например, горизонтальная
нагрузка Р, действующая на стойку в точке /п, вызовет в ригеле усилие X;
в местах заделки стойки нагрузка Р вызовет положительный момент (вра¬
щение вправо) Мг = РН1У а сила X —отрицательный момент М2 = —ХЯ.
Окончательный изгибающий момент в заделке стойки будет равен алгеб¬
раической сумме этих моментовМ = М1 + М2 = РН1 — ХН.Следовательно, для нахождения изгибающего момента в месте заделки
стойки необходимо знать силу X, действующую в ригеле. Для ее опре¬
деления обращаются к обычному приему. Разрезают ригель и приклады¬
вают в месте разреза силу X = 1. Затем определяют вызываемые нагруз¬
кой Р горизонтальные перемещения Ьат шарнира А и шарнира В,
§ 87. Практические сведения по расчету рамных конструкций531а также вызываемые силой X перемещения Ьаа в шарнире А и Ььь в шар:
нире В.При неизменном расстоянии между шарнирами перемещение точки А
должно быть равно перемещению точки В, т. ё.отсюдаX:bbm — Ъдт
8аа + $ЬЬЕсли на раму действует несколько нагрузок — горизонтальные и вер¬
тикальные (от кранов), — то изгибающие моменты и продольные силы
должны определяться от каждой нагрузки в отдельности, а потом для
каждого сечения вычисляются расчетные усилия, исходя из которых и про:
изводится подбор арматуры.Практически расчетные схемы могут быть разные — однопролетная,
двух-, трех- и многопролетные; стойки могут быть с постоянным и пере¬
менным моментом инерции; высоты стоек могут быть одинаковыми и раз¬
ными. В каждом случае будут и разные формулы.Для облегчения расчета внецентренно сжатых стоек подобных систем
Промстройпроектом 1 даны формулы и таблицы для наиболее распростра¬
ненных схем одноэтажных промышленных зданий (на действие ветровых
и крановых нагрузок).В рамах этого вида усилия в сечениях ригеля определяются как для
простой балки. Как отмечалось, в качестве ригеля чаще всего могут быть
предварительно напряженные балки и фермы.Расчет многоэтажных рам сборных железобетонных каркасов жилых
зданий может производиться по упрощенному способу.Согласно У 104-52 * , эти каркасы проектируются с передачей горизон¬
тальных ветровых нагрузок на жесткие вертикальные связи (стены, пере¬
городки, специальные диафрагмы) или на конструкции самого каркаса.
Последний вариант, т. е. передача ветровых нагрузок на каркас, допу¬
скается лишь при условии специального технико-экономического обосно¬
вания эффективности этого решения. В обычных случаях расчет много¬
этажных рам сводится к расчету по готовым формулам железобетонных
ригелей рам с учетом перераспределения усилий вследствие пластических
деформаций.В железобетонных ригелях, в опорных сечениях которых процент армирования
принят не менее минимального процента, требуемого действующими нормами и техни¬
ческими условиями проектирования железобетонных конструкций, и не превышает наи¬
большего, определяемого условием х < 0,4hQ, перераспределение усилий, вызываемое
пластическими деформациями, может быть учтено, как описано выше.В случаях, когда места возможного появления трещин в ригелях рамы будут
скрыты архитектурной отделкой помещений (карнизами, поясками, перегородками),
рекомендуется расчет ригелей с равномерно распределенной нагрузкой производить
следующим образом:а)	величины пролетных моментов в средних пролетах принимать по формуле:W (g-\-p)P	/глг о\м = —yq—>	(XV. з)1 Промстройпроект, Серия Е-302, Железобетонные стойки одноэтажных промышлен¬
ных зданий, Стройиздат, 1948.*	Указания по проектированию сборных железобетонных каркасов и крупных панелей
перекрытий многоэтажных жилых зданий (У 104-52), Государственное издательство лите¬
ратуры по строительству и архитектуре, 1952.
532Глава XV. Рамные и арочные конструкцииб)	величины опорных моментов на средних опорах принимать по формуле(а + р) /2М = —	' >	(XV. 4)в)	величину опорного момента в ригелях у крайней стойки принимать по формулеM=-e\l)l\',	(XV. 5)г)	величину пролетного момента в крайних пролетах принимать по формуле„ \g+p)pМ =	j2	*	(XV. 6)где g—постоянная равномерно распределенная нагрузка;
р — временная равномерно распределенная нагрузка;I — расчетный пролет, принимаемый равным расстоянию между стойками каркаса
в свету.При опирании крайних ригелей на стену расчетный пролет принимается равным
расстоянию в свету, увеличенному на половину глубины заделки ригеля в стену.Неравнопролетные ригели рам с пролетами, отличающимися друг от друга не
более чем на 10%, разрешается рассчитывать, как равнопролетные; при этом опорные
моменты следует определять по большему пролету.Б. АРОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ§ 88. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯЖелезобетонные арочные конструкции для покрытий находят приме¬
нение для средних и больших пролетов в промышленном и гражданском
строительстве.В годы первой пятилетки покрытия по аркам (с затяжкой) делались
с продольными ребрами. С появлением тонкостенных оболочек покрытия
по аркам (диафрагмам) стали выполнять без ребер — в виде так называ¬
емых коротких оболочек (см. главу XVI). Пролеты таких покрытий до:
стигали 30 м при расстоянии между арками от 6 до 12 м.Высокопрочные бетоны и усовершенствованные методы производства
железобетонных работ дали возможность значительно облегчить арки
и существенно увеличить их пролет. Известны примеры осуществленных
арочных конструкций пролетом более 100 м *> что, однако, не является
пределом их применимости.По мнению известного французского ученого Лосье, в наше время
имеются технические возможности довести пролеты железобетонных арок
до 1500 м, а балок —до 500 м, т. е. в несколько раз (4—6) превысить про¬
екты самых смелых современных сооружений 2 . Этот прогресс обусловлен
в первую очередь качеством современных цементов, в частности, наличием
расширяющихся цементов, позволяющих уменьшить опасность трещино-
образования, также возможность использования сталей повышенной
прочности.Еще недавно железобетонные арочные конструкции выполнялись
преимущественно монолитными, но в последние годы наблюдается стремле¬
ние и арки осуществлять сборными; пролеты сборных арок достигают
45—50 м.*	В строительстве мостов — более 260 м (мост через Ангерман в Швеции имеет продет
264 м).2 «Travaux», Janvier. 1950.
§ 89. Конструкции монолитных арок533§ 89. КОНСТРУКЦИИ МОНОЛИТНЫХ АРОКМонолитные арки в последние годы у нас встречались только
в конструкциях цилиндрических коротких оболочек пролетами 12, 15
и 18 му возводимых в инвентарной катучей опалубке. Для всех трех про¬
летов в целях унификации внутреннего очертания оболочки принят еди-Рис. XV. 25. Армирование ароч¬
ной диафрагмы сварными кар¬
касами и сварными сеткамиа — арочная диафрагма; б — внеш¬
ний узел; К-1, К-2, /С-5 —сварные
каркасы арочной диафрагмы; С-6 —
сварная рулонная сетка; 1 — сты¬
ковые стержни устанавливаются
при наличии рабочего шва бетони¬
рования у опоры; 2 —затяжки из
двух швеллеров; 3 — подвески из
круглых стержней; 4 — стыки свар- .
ных каркасов К-1 и К-2; 5 — ко¬
лонна; 6 — бортовой элемент обо¬
лочки; 7 — анкер затяжкиный радиус кривизны — 15 м\ отношение высоты подъема арки ‘к пролету
имеет соответственно величину1 1 .. 1
9,6 * 7,5И т.На рис. XV. 25, а приведена конструкция такой арки с затяжкой
пролетом 18 м для покрытия промышленного здания без мостовых кранов
при бесфонарном решении.Арки приняты сечением 30 X 65 см% с наклонными гранями для облег:
чения распалубки.
534Глава XVу Рамные и арочные конструкцииАрматура арки состоит из сварных каркасов с несимметричной арма¬
турой и сеток. Затяжка арки — стальная, из двух швеллеров, с анкерами
на крайних и средних опорах в виде приваренных обрезков вертикально
поставленных швеллеров (рис. XV. 25, б). Подвески из круглой стали
диаметром 20 мм расположены через каждые 3 м и приварены вверху
к закладным частям арки, а внизу пропущены между швеллерами затяжки
и закреплены снизу гайками.Как было отмечено, монолитные арки находили применение и для зна¬
чительно больших про¬
летов.На рис. XV. 26
приведена схема ароч¬
ного покрытия ангара
пролетом 80 му по ко¬
торой недавно в США
было построено значи¬
тельное количество та¬
ких сооружений.Ввиду гибкости
арок и возможных пла¬
стических деформаций
вследствие ползучести
бетона принят ряд мер.
К ним можно отнести:
расположение сводчатой
плиты в некотором про¬
межуточном положении
по высоте сечения арки;
применение в плите про¬
дольных ребер, высту¬
пающих книзу и имею¬
щих высоту, равную
нижнему выступу арок.
Целесообразное приме¬
нение может найти
вместо гибкой арма*
туры «трубчатая», со¬
стоящая из трубок, за¬
полненных бетоном.Эта конструкция покрытия ангара требует наличия мощных боковых
рам и их фундаментов, которые должны являться надежными устоями для
арок, не имеющих затяжек.Арочные покрытия подобных размеров (и больших, до 100 м) строи:
лись также с затяжками с предварительным напряжением.§ 90. КОНСТРУКЦИИ СБОРНЫХ АРОКСборные арки применяются двух основных видов: двухшарнир¬
ные с затяжкой и трехшарнирные, составленные из двух половин.Двухшарнирные арки с затяжкой изготовляют обычно в виде
одного элемента, но при большом весе арок и отсутствии достаточно мощ¬
ных подъемных механизмов иногда членят арку на две части. В последнем
случае для получения жесткой связи между составными частями приме¬
няют металлические стыки. Конструкция сборной двухшарнирной арки
может быть подобна показанной на рис. XV. 25 монолитной арке.Поперечный, разрезРис. XV, 26. Арочное покрытие ангара с заделкой арок
в рамы пристроек (размеры в м)
'§ 90. Конструкции сборных арок535Сборные цельные двухшарнирные арки с жесткой затяжкой находили
у нас применение в годы первых пятилеток 1 , пролет их достигал 18 м
при весе до 10 т. Арматура применялась симметричная из отдельных стерж¬
ней. Можно указать и на составные двухшарнирные арки с затяжкой,
состоящие из двух частей, пролетом 20,75 ж, осуществленные в главном
здании Нижне-Свирской ГЭС. В замке арки был устроен на месте металли¬
ческий стык; опорные шарниры образованы из свинцовых листов толщи:
ной 1 см и штыря.В последние годы в зарубежной практике встречаются случаи приме¬
нения железобетонных сборных трехшарнирных арок
Сплошного сечения или решетчатых — значительных пролетов.Рис. XV. 27. Сборные трехшарнирные арки (Канада)На рис. XV. 27 показан общий вид сборного остова ангара пролетом
в свету 39,5 ж, построенного в Канаде; основу его составляют трехшарнир¬
ные арки сплошного сечения и сборные Г-образные рамы пристроек. Арки
пролетом 33,4 м (из двух половин) при стреле подъема 5,4 м шарнирно
опираются на консоли (выносом 3,04 м) вертикальных стоек. С целью
снижения веса арок расстояние между их осями принято небольшое —
всего 3,04 м. Каждая половина арки имеет длину 18,2 м} постоянную ши¬
рину сечения 25,4 см и переменную высоту от 38 др 66 см при весе около6,5	m.Три шарнира арки и верхние шарниры в местах сопряжения сборных
рам пристройки со стойками главного пролета выполнены в виде стальных
отливок со сферическими контактными поверхностями; выпуклая поверх¬
ность имеет радиус 20,4 сму вогнутая — 23,5 см. Нижний шарнир Г-об-
разной рамы пристройки при опирании ее на ленточный фундамент выпол¬1 К. В.. С а х н о в с к й й, Железобетонные конструкции, Государственное изда¬
тельство литературы по строительству и архитектуре, 1951, стр. 459.
536Глава XV. Рамные и арочные конструкциинен из железобетона. Нижнюю часть этого шарнира — в виде небольшого
отдельного блока с вогнутой криволинейной поверхностью — уклады¬
вали при бетонировании в фундамент; при монтаже между контактными
поверхностями прокладывался лист свинца. Срезывающее усилие воспри¬
нимается стальным штырем диаметром 50 мм (скошенным слегка на ко¬
нус), выступающим из опорного блока и входящим в стальные кольца ноги
рамы.Применение, подобных стальных литых шарниров облегчает обеспе¬
чение большей точности размеров между шарнирами, которые в данном
случае были выдержаны с заданными допусками.Поверх арок уложены узкие шириной (45 см) плиты, обеспечивающие
получение сводчатой поверхности.Рис, XV. 28. Трехшарнирные сборные арки покрытия гимнастического
зала пролетом около 45 м (США)Все элементы конструкций бетонировались в горизонтальном поло2
жении и поворачивались в проектное положение при монтаже, кроме
основных половинок арки, которые бетонировались в рабочем положении
на криволинейных подмостях, чтобы; избежать чрезмерных монтажных
напряжений при поворачивании, ввиду минимальных размеров сечения
арки.Произведенное испытание собранных арок на полуторную расчетную
нагрузку дало незначительные прогибы порядка 10 мм, что составляет
около V4000 пролета арки.Выгодной особенностью рассмотренной конструкции сборной арки
является весьма небольшой вес каждой ее половины — всего около 6,5 m
при длине 18,2 м, что позволило вести монтаж обычным гусеничным
краном.В другом случае сборные половинки трехшарнирных арок несколько
большего пролета (около 45 м), примененных в США (Калифорния) при
постройке гимнастического зала школы, весят 32 m (рис. XV. 28). Боль¬
шой вес арок можно объяснить тем, что не были приняты меры по умень¬
§ 91. Расчет арочных конструкций537шению веса, о которых было сказано в предыдущем примере. Для монтажа
этих арок были использованы два крана на колесном ходу.Примером применения решетчатых трехшарнирных арок может слу¬
жить построенный в Венгрии склад химических удобрений (рис. XV. 29)
оригинальной конструкции. Пролет арки 46,15 м\ высота в замке 24,7 м;
расстояние между арками 9 м. Отдельные полуарки длиной 35 м и ве¬
сом 40 m бетонировались у места их монтажа. Изготовление арок значи¬
тельно облегчалось благодаря одинаковой ширине поясов и решетки.Для изготовления 30 полуарок был использован один комплект опа¬
лубки; распалубка производилась через 12 час. Установка полуарок про:
изводилась попарно одновременно двумя кранами.+28,93rrTf-ajnJuiL	^	UПлан по 2-2LJLj		^			-11- -Ч.ГГ1ТГ1Т Г1Т1ТГТ1ПП1jiiРис. XV. 29. Сборные трехшарнирные сквозные арки склада удобрения (в Венгрии)По собранным аркам при помощи башенного крана укладывали уте¬
пленные панели пролетом 9 м. Продольные железобетонные стены склада,
рассчитанные на восприятие бокового давления изнутри, монтировались
после установки арок.При строительстве этого склада было израсходовано на опалубку
исключительно мало пиломатериалов, всего около 6 ж3, что можно объяс¬
нить минимальным количеством типоразмеров элементов.§ 91. РАСЧЕТ АРОЧНЫХ КОНСТРУКЦИЙВ тех случаях, когда арки служат диафрагмами коротких оболочек,
не имеющих отверстий для световых фонарей, расчет их производится как
диафрагм *(см. ниже, глава XVI).
538Глава XV. Рамные и арочные конструкцииМонолитные арки при наличии отверстий в оболочке, а также сбор¬
ные арки рассчитываются на вертикальные нагрузки по обычным фор¬
мулам, без учета жесткости стоек, но с учетом упругости затяжки (если она
имеется).Очертание оси арки выбирается по кривой давления от постоянной
нагрузки. При стреле подъема / = -j ч- у такой кривой приближеннобудет парабола, а при / < -j — окружность.Стрела подъема арки с затяжкой (между осями арки и затяжки)обычно принимается равной / = у/, а арка принимается очерченной поокружности.Так как для определения рас¬
пора необходимо знать сечения
арки и затяжки, то для предвари¬
тельного подбора сечений арки можно
пользоваться готовыми формулами
для пологих параболических двух¬
шарнирных арок.Обычно отношение высоты се¬
чения арки к пролету принимаетсяравнымI30_1_
40 *Сечение арки с затяжкой принимается постоянным по всей ее длине.
Предварительные размеры сечения арки, кратные 5 см, в зависимости
от величины пролета (при марке бетона 150—200) могут назначаться
по табл. 36.Таблица 36Ориентировочные размеры сечений и число подвесок в аркахПролет арки
в м12151821242730Высота h в см40—4545—5050—6060—7070—7575—8080—85Ширина b в см2020—252525—3025—3030—3530—35Число подвесок2В45Число подвесок, поддерживающих затяжку, в зависимости от вели¬
чины пролета также назначается по табл. 36.Нагрузка определяется сначала на 1 мг покрытия (постоянная и сне¬
говая), а затем — расчетная на 1 пог. м арки, включая ее собственный вес.Величина распора для арки, очерченной по квадратной параболе,
при наличии затяжки определяется по следующим формулам (рис. XV. 30).1)	При сосредоточенной односторонней нагрузкеН = 0,625 lj-k(c~-2c3 + с4),(XV. 7)
§ 91. Расчет арочных конструкций539гдеаС=-‘,k =	ТГ-7Т^	г. т ;	(XV. 8)1 I / ^ПР . JVnpN
+ Unp+ E3Fa )E6 = 2,1 • 105 кг!cm2 — модуль упругости бетона;£3 = 2,1 • 10® кг!см2—модуль упругости стали (затяжки);Fnp= F6 -j- 10/^g — приведенное сечение арки в замке;Fs — сечение затяжки без вычета ослаблений;^пр = Л+ Ю/а = ^ + Ю^а (4 ~а) 2-	(XV. 9)Сечение арматуры Fa предварительно принимается равным 0,01 М.2)	При равномерно распределенной односторонней нагрузкеЯ = 0,0625 q-j- k (5с2 — 5с4 + 2с6).	(XV. 10)3)	При равномерно распределенной нагрузке на всем пролетеЯ = 0,125 ^-6.	(XV. 11)Предварительно сечение затяжки может быть определено по прибли¬
женной величине наибольшего распора для однопролетной арки от полной
равномерно распределенной нагрузки по формуле (XV. 11) при прибли¬
женном значении коэффициента, учитывающего упругость затяжки,
k = 0,90.Если к затяжкам крепятся пути подвесных кранов, монорельсы
и пр., то необходимо учитывать соответствующие изгибающие моменты.По назначенным размерам сечений арки и затяжки вычисляются по
формуле (XV. 8) — более точная величина коэффициента k.После определения Я для разных видов нагрузки все остальные
величины легко могут быть найдены.Изгибающий момент для любого сеченияМХ = М0 — Ну,	(XV. 12)продольная силаNx = Q0 sin <р + Я cos ср,	(XV. 13)где ср — угол между касательной к арке в рассматриваемой точке
и горизонталью;М0 и Q0 — изгибающий момент и поперечная сила простой балки.Приближенно с точностью до 5—10% продольные силы MQryT быть
вычислены по формулеN = —^—.COS <рПоперечная сила в произвольном сеченииQx = Qocos ? — Н sin ?•	(XV. 14)Обычно ввиду незначительных скалывающих напряжений в арке
значения Q* не вычисляют.
540Глава XV. Рамные и арочные конструкцииНайдя сначала значения М и N от постоянной нагрузки для сечений
с отношением ~, равным 0; V8; 7e; V4; 8/8 и 72 пролета /, а затем от сне¬
говой нагрузки на половине покрытия (арки), составляют суммарную таб¬
лицу расчетных усилий.Относительно расчета трехшарнирных статически определимых арок
можно отметить следующее: при расположении опорных шарниров на
одном уровне вертикальные реакции одинаковы с реакциями простой
балки, а горизонтальная реакция — распор — определяется по фор¬
муле Н = ^, где М0 — изгибающий момент для середины арки, опре¬
деляется как для простой балки; остальные формулы для Мх, Nx и Qx
те же, что и для двухшарнирной арки.Подбор сечений арматуры производится в соответствии с величинами
изгибающих моментов и продольных сил по формулам и таблицам для вне-
центренного сжатия. Содержание арматуры не должно превосходить 1,5%
при малых пролетах и 2% при больших пролетах.Расчет .ярки на устойчивость в вертикальной плоскости необходимпри высоте сечения арки	С применением высокопрочных бетонаи стали ввиду относительного уменьшения поперечного сечения арки рас¬
чет на устойчивость приобретает важное значение.При расчете арок на продольный изгиб в плоскости их кривизны рас¬
четная длина принимается равной: для трехшарнирных арок 0,58 s, для
двухшарнирных 0,54 s и для бесшарнирных 0,36 s, где s — длина развер:
нутой оси арки, определяемая по формулеs = 20рг,гдел 	 0-2тс]Г в~~ 7Ш;0	— половина центрального угла#
ГЛАВА XVIТОНКОСТЕННЫЕ ПРОСТРАНСТВЕННЫЕ ПОКРЫТИЯ§ 92. КЛАССИФИКАЦИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ТОНКОСТЕННЫХПОКРЫТИЙТонкостенные пространственные конструкции, появившиеся в строи¬
тельстве около 35 лет назад (кроме куполов, появившихся значительно
раньше), в настоящее время при расширенном применении железобетона
должны найти у нас целесообразное применение в строительстве для
покрытий больших пролетов (сборочные цехи, ангары, стадионы, гаражи,
рынки, концертные и спортивные залы, вокзальные, выставочные
помещения и т. п.), с использованием индустриальных методов произ¬
водства работ (передвижные подмости, сборно-монолитные и сборные кон¬
струкции).Вследствие использования пространственной работы железобетона
достигнуто значительное уменьшение веса этих конструкций и резко
изменилось соотношение между их собственным весом и полезной нагруз¬
кой. Усилия в них распространяются по всей сплошной поверхности,
и весь материал конструкции участвует в работе; особенно существенна
экономия материалов при больших пролетах. Тонкостенными конструк¬
циями можно перекрывать помещения любых очертаний в плане.В области исследования тонкостенных пространственных конструк¬
ций имеются большие успехи, особенно значительные в СССР как в отно¬
шении теоретических, так и в отношении экспериментальных работ. Это
позволило ЦНИПСу составить еще в 1937 г. первую инструкцию по
проектированию и расчету тонкостенных конструкций1. В этой инструкции
рассматриваются только длинные и короткие оболочки, складки и шатры.
В настоящее время ощущается необходимость в новой инструкции по
проектированию современных тонкостенных пространственных кон¬
струкций.Все железобетонные тонкостенные пространственные конструкции
можно разделить на две большие группы: 1) цилиндрические оболочки
и 2) оболочки двоякой кривизны; несколько обособленно ствят шатры
и волнистые своды.Цилиндрические оболочки могут быть в свою* очередь разделены на
следующие типы: а) длинные оболочки, б) складки (призматические обо¬
лочки) и в) короткие оболочки.Оболочки двоякой кривизны разделяются: а) на кугкэлы — гладкие,1	ЦНИПС (А. А. Гвоздев, В. И. Мурашев, В. Н. Горнов и В. 3. Власов), Инструкция
по проектированию и расчету монолитных тонкостенных покрытий и перекрытий, ОНТИ,
1937*
542Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытияребристые и многогранные; б) пологие оболочки и в) коноидальные обо-;
лочки.Существенное влияние на развитие тонкостенных покрытий больших
пролетов имело применение в конструкциях предварительного напря:
жения.В СССР наибольшее применение находили короткие и длинные обо^
лочки; постепенно входят в практику оболочки двоякой кривизны.За рубежом оболочки получили более широкое распространение. Во
Франции строят преимущественно короткие оболочки и оболочки двоякой
кривизны; в США и Польше — короткие оболочки; в ФРГ преимуще¬
ственно длинные оболочки; в Англии — короткие и длинные оболочки.В последние годы нашли применение сборные оболочки — цилиндри:
ческие и двоякой кривизны, а также и сборные купола.А.	ЦИЛИНДРИЧЕСКИЕ ОБОЛОЧКИ И ШАТРЫ§ 93. КОНСТРУКЦИИ ЦИЛИНДРИЧЕСКИХ ОБОЛОЧЕК И ШАТРОВ1.	Длинные оболочкиИз тонкостенных покрытий начали применяться первыми (с 1926 г.)
длинные оболочки; они появились вслед за тонкостенными куполами.Составными частями длинной оболочки являются собственно оболочка
(свод-оболочка), бортовые элементы и диафрагмы или торцовые части
(рис. XVI. 1).Бортовой.элементОболочкаСводчатые оболочка
/ДиафратТторцовая)борщовой,Ад, элемент „ - 0Краевые элементыДиафрагмыРис. XVI. 1. Длинные оболочки .
а — одноволновая (вид сверху); б — многоволновая (вид снизу); <? —ребристая оболочкаСводчатые оболочки вместе с бортовыми элементами работают в основ^
ном как балки криволинейного сечения с очень большим моментом сопро¬
тивления, опорные давления которых посредством касательных усилий
передаются на жесткие диафрагмы. В противоположность обычным
сводам своды-оболочки благодаря пространственной жесткости работают
не в одном, а в двух направлениях, что позволяет доводить до минимума
их толщину и обходиться без промежуточных затяжек*
§ 93. Конструкции цилиндрических оболочек и шатров543Расстояние между поперечными опорными диафрагмами I называется
пролетом оболочки, а расстояние между бортовыми (краевыми) элементами
12 длиной волны оболочки; отношение lx : l2 > 1 и доходит до 3—4.Пролет оболочек достигает 20—30 м и больше; длина волны обычно
меньше 20 м.Высота подъема /, включая и высоту краевого элемента, как правило,
принимается не менее Vl0 1г и не менее х/6 12-Различают оболочки: 1) однопролетные (рис. XVI. 1, а), опираю¬
щиеся на две диафрагмы; 2) многопролетные, когда они по длине под¬
держиваются более чем двумя диафрагмами — крайними (торцовыми)
и промежуточными; 3) многоволновые (рис. XVI. 1, б), состоящие из
нескольких параллельных оболочек, монолитно связанных общими крае:
выми элементами и ограниченных бортовыми элементами.Рис. XVI. 2. Типы бортовых элементовДлинные оболочки могут быть гладкими и ребристыми;
в последних поперечные ребра жесткости могут быть расположены как
под плитой, так и над ней (рис. XVI. 1, в). Расположение ребер над плитой
облегчает выполнение оболочки при помощи передвижных подмостей, но
неудобно в отношении устройства кровли.Продольные края оболочки в пролете обычно не имеют промежуточ¬
ных опор, но они могут также опираться на колонны или стены. При
опирании краев оболочки достигается уменьшение нормальных напряже¬
ний в поперечных сечениях, но в то же время существенно увеличиваются
поперечные моменты в оболочке, т. е. работа оболочки приближается
к работе обычного свода.Поперечное сечение длинных оболочек рекомендуется принимать
очерченным по кругу, как наиболее простое и устойчивое.Бортовые элементы, в которых размещается основная
растянутая арматура и которые в то же время необходимы для уменьшения
горизонтальных перемещений краев оболочки, могут быть следующих
типов (рис. XVI. 2).а)	При гладких оболочках и свободных краях бортовые 'элементы
могут иметь вид балки прямоугольного сечения, ^расположенной выше
края оболочки (тип /); балки углового сечения (тип II) и балки прямо¬
угольного сечения, расположенной ниже края оболочки (тип III). При
опертом крае с целью уменьшения поперечных (изгибающих) моментов
целесообразно бортовому элементу придавать вид горизонтальной плиты
(тип IV).б)	При ребристых оболочках с опертыми краями также применяют
бортовые элементы типа IV > а при свободных краях — типа V — в виде
балки, расположенной ниже края оболочки.
544Глава XVI. Тонкостенные проетранственные покрытияКраевые элементы, соединяющие отдельные волны многоволновой
оболочки, обычно имеют поперечное сечение, соответствующее сечениям
бортовых элементов (рис. XVI. 3).Промежуточные диафрагмы многопролетной оболочки
могут быть следующих типов: а) в виде балки постоянного сечения (тип /);
устраиваемой при пролете, не совпадающем с длиной волны, а также при
бортовых и краевых элементах типа II; недостатком типа / являетсяmuniнекоторая сложность в производстве работ, и, кроме того, такие диафрагмы
способствуют образованию снеговых мешков; б) в виде сплошной балки
переменной высоты (с ребрами жесткости), расположенной полностью
ниже оболочки (тип II); этот тип удобнее в производстве работ и в эксплуа¬
тации; в) в виде арки с затяжкой (тип ///); этот тип выгоднее предыду¬
щих по расходу бетона и менее выгоден по расходу металла; такие
диафрагмы производят лучшее архитектурное впечатление изнутри по¬
мещения;.?) в виде рамы (тип IV) и д) в виде опорной балки, уложенной
непосредственно на стену.Торцовые диафрагмы могут быть: вертикальные
(рис. XVI. 4, а), устраиваемые подобно промежуточным; такие диафрагмы
возможны и в виде железобетонного каркаса; наклонные — плоские
(рис. XVI. 4, б), устраиваемые под углом не более 45° к вертикали; в) на¬
клонные— криволинейные (рис. XVI. 4, в), хорда которых также состав¬
ляет с вертикалью обычно угол в 45°. При устройстве диафрагм двух
§ 93. Конструкции цилиндрических оболочек и шатров545последних видов углы оболочек усиливаются вутами, а края диафрагм
окаймляются бортовыми элементами в соответствии с типом бортовых
элементов оболочки.Отверстия (фонарные и др.у могут устраиваться в верхней
части оболочки, причем поперечный размер их должен быть не более V4 12\Рис. XVI. 4. Типы торцовых диафрагмв продольном направлении при большой длине отверстия (более 1,5—2 м)
кроме рамы по контуру, ставят распорки.Т емпературн о-у садочные швы в покрытиях с оболочками,
как правило, следует устраивать при помощи парных колонн с соответ¬
ствующими парными бортовыми элементами или парными диафрагмами.Первыми из построенных в СССР длинных оболочек были оболочки
в здании Харьковского почтамта (1928 г.), автобазы Министерства связи
в Москве (1929 г.) и склада сырья серого чугуна завода Ростсельмаш.Сечение 1-112001200Рис. XVI. 5. Шедовые оболочки, (размеры в см)В более широком масштабе длинные оболочки были применены в 1931 г.
на Днепровском алюминиевом комбинате в покрытии корпусов 'электро¬
литного цеха (рис. 12); затем на Краматорском заводе, Сибметаллстрое
и др.В послевоенные годы у нас нашли применение так называемые шедо¬
вые покрытия (рис. XVI. 5), основу которых составляют .по существу
длинные оболочки. Такие покрытия строились на некоторых объектах
текстильной промышленности и раньше. Наиболее целесообразная для
них сетка колонн 18 X 12 м, т. е. пролет 1Х (между диафрагмами) прини¬
мается 18 м при длине волны 12 = 12 м. Толщина таких оболочек
6—7 см.
546Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытияВ 1952—1953 гг. на Тбилисской камвольно-суконной фабрике было
построено опытное шедовое покрытие с сеткой колонн 8 X \2 м из пем¬
зожелезобетона. Хорошие технико-экономические показатели
конструкции и произведенные расчеты доказали возможность применения
оболочек из легкого бетона и при больших пролетах*2.	Складчатые покрытия (складки)Одновременно с цилиндрическими оболочками появился (в 1925 г.)
другой вид тонкостенных пространственных систем, так называемые
складчатые конструкции, или просто «складки». Они представляют собой
системы тонких плит (плоскостей), монолитно связанных под некоторым
углом, и работающих в основном, как балки, каждая в своей плоскости.Действительно, в складке (рис. XVI. 6) каждое ребро двух смежных
плит образует как бы балку, и нагрузки отдельных плит благодаря ихпоперечной жесткости передаются
на ребра. В свою очередь на реб¬
рах эти силы раскладываются по
плоскостям плит; суммируя по
каждой плите эти силы и рассма¬
тривая их как нагрузки для от¬
дельных плит, последние рассчи-
Рис. XVI. 6	тывают на изгиб в плоскостибольшей жесткости как обычные
балки с учетом их неразрезности, закрепления на опорах и т. п. При
этом вследствие монолитной связи несущих плоскостей продольные
деформации двух соседних плоскостей по линиям ребер в любой точке,
а следовательно, и нормальные напряжения должны быть одинаковы.
В результате в ребре возникают скалывающие напряжения, которые, сумми¬
руясь вдоль ребра, дают ребровые (сдвигающие) усилия. Таким образом,
каждая отдельная плита системы будет находиться под действием изги¬
бающего момента в своей плоскости и двух сдвигающих усилий по краям.
Для определения сдвигающих усилий Элерсом выведены трехчленные
уравнения, которые легко решаются.Складки, имея много общего с длинными оболочками, как и послед¬
ние, дают возможность перекрывать значительные пролеты, достигающие
20 м и больше. Складки также располагаются поперек перекрываемого
пространства и опираются на жесткие диафрагмы. Они имеют ценное
преимущество перед цилиндрическими оболочками в отношении большей
простоты их выполнения. Но отдельные плиты складок работают и на
местный изгиб в поперечном направлении, что заставляет ограничивать
их ширину.Разновидности этих покрытий обусловливаются разным сочетанием
плит. На рис. XVI. 7 приведены типы складчатых покрытий — одно¬
волновых и многоволновых, рекомендуемых инструкцией ЦНИПС; однако
возможны и другие виды складок.Здесь также пролетом 1Х считается расстояние между поперечными
диафрагмами, а длиной волны 12 — расстояние между краевыми (борто:
выми) элементами.Ширину граней следует брать не более 3—3,5 м, чтобы толщина их
получалась не более 10 см\ ширина верхней грани назначается 0,25—0,4 /2.Складчатые покрытия также могут быть однопролетными
и многопролетными, а также многоволновыми.Длина волны 12 складки, исходя из предельной ширины граней, не
должна быть более 10—12 м\ высота складки должна быть не менее 0,1 1Х.
§ 93. Конструкции цилиндрических оболочек и шатров547Бортовые и краевые элементы, а также промежуточные диафрагмы
складок устраивают так же, как и в оболочках. Торцовые диафрагмы
могут быть вертикальными или плоскими наклонными (см. рис. XVI. 4, а
и б).Отверстия для фонарей оставляют в верхней горизонтальной грани.В СССР железобетонные складчатые покрытия были осуществлены
в нескольких случаях, например, на Днепровском алюминиевом комби-;munimunitg — • t g
Рис. XVI. 7. Типы складчатых покрытийнате, на Камской бумажной фабрике, в мастерских станции Медживань
и др.Складчатые конструкции находят применение не только для устрой¬
ства покрытий, но также и в разных инженерных сооружениях (бунке:
рах, подпорных стенах и пр.).3.	Короткие оболочкиКороткие оболочки состоят из тонкого свода, защемленного в жестких
диафрагмах (арках или рамах), установленных на расстояниях от 5 до
12 м (рис. XVI. 8), при этом несмотря на малую толщину, свод обладает
такой жесткостью, что отпадает надобность во второстепенных (продоль¬
ных) балках, чем он выгодно отличается от арочного покрытия (с
ребрами) старого типа.Отличительным признаком короткой оболочки по сравнению с длин¬
ной является соотношение размеров по двум взаимно перпендикулярным
направлениям. В коротких оболочках отношение : l2 < 1, т. е. расстоя¬
ние между диафрагмами (арками) всегда меньше пролета самой диафрагмы
(арки).Высота подъема оболочки принимается не менее V712.Первоначальное представление о статической работе оболочки было
такое: защемленный между арками тонкий свод работает так, что каждая
его точка как бы входит в состав двух перекрещивающихся арок А В
и А'В'. На этом основании его и армировали косой перекрестной армату-:
548Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытия/В'XПрой, располагая ее в середине плиты по толщине. После разработки теории
длинных оболочек работа коротких оболочек получила более правильное
освещение.Как показали испытания, в ^короткой оболочке :при загружении
возникают преимущественно сжимающие напряжения, причем они имеют
небольшие величины.Ввиду этого роль арматуры в своде сводится главным образом к вос¬
приятию усадочных, температурных и других непредвиденных растяги¬
вающих напряжений, а также для улучшения связи тонкой плиты с диа¬
фрагмами. Поэтому от диагональной арматуры как менее удобной в укладке
отказались и применяют обычную продольную и поперечную арматуру.Бортовые элементы коротких
оболочек устраиваются в виде
балок прямоугольного сечения
высотой (V15 -г-1/10) 1Х.Отверстия для фонарей ос¬
тавляются в средней части обо¬
лочки; длина их в продольном
направлении часто равняется рас¬
стоянию между арками.Короткие оболочки, начиная
с 1929 г., широко применялись
в СССР для покрытий (пролетами
до 30 ж), что объясняется как эко¬
номичностью их по сравнению с
другими конструкциями, так и
достаточной надежностью, прове¬
ренной практикой и испытаниями.В послевоенные годы для по¬
крытий промышленных зданий у
нас нашли применение короткие оболочки с относительно небольшой
длиной волны — от 12 до 18 ж, реже — 24 ж при расстоянии между диа¬
фрагмами обычно 6—12 ж.Для коротких оболочек с пролетами диафрагм 12, 15 и 18 ж Гипро-
тисом разработаны индустриальные методы производства работ и кон¬
струкция инвентарной передвижной опалубки с металлическим каркасом.В целях унификации элементов опалубки радиус кривизны оболочек
принят одинаковый (15 ж) для всех трех пролетов, что приводит к следую¬
щим отношениям -у для равных пролетов: ^ для пролета 12 ж; ^ для
пролета 15 ж и -|г для пролета 18 ж.Передвижная опалубка состоит из катучей части и подъемно-опускных
кружал.Конструкция покрытия разработана для бесфонарных зданий (рис.
XVI. 9, а) и зданий с П-образными фонарями (рис. XVI. 9, б). Первый
тип здания является особенно экономичным при возведении покрытия
с применением передвижной опалубки.Как показывают подсчеты Гипротиса, трудоемкость возведения такого
типа зданий с железобетонным и стальным каркасом одинакова, но первые
требуют в 3,5 раза меньше стали и стоимость их на 30% ниже.Примером применения цилиндрических коротких оболочек может
служить покрытие завода резиновых изделий Министерства химической
промышленности, где оболочки имели размеры в плане 12 X 12 ж при
толщине 7 см и расходе стали на 1 ж2 пола только 16 кг. ПрименениеРис. XVI. 8. Короткая оболочка
§ 93 Конструкции цилиндрических оболочек и шатров549
550Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытиякоротких оболочек будет еще более выгодным с переходом на быстро-
твердеющие бетоны1, что сократит почти вдвое время между передвиж-г
ками опалубки (2—3 дня вместо 5).Следует отметить широкое применение цилиндрических оболочек
в Польской Народной Республике с хорошими технико-экономическими
показателями. Этому способствует и удачно разработанная конструкция
опалубки оболочек, передвижка которой через затяжку производится
с применением съемных трубок, без опускания верхней части подмостей,
а также благодаря передвижной опалубке колонн.Заслуживает внимания удачное применение на Тбилисском паровозо¬
ремонтном заводе2 коротких оболочек из пемзожелезобетона марки 50
на общей площади более 20 ООО ж2 (см. рис. II. И). При длине волны 15—
20 ж и пролете 6 ж толщина оболочки принята в 6 сж (в пролетах с фона¬
рями 7 см), т. е. такая же, как и из обычного железобетона.4.	Шатровые покрытия (шатры)Разновидностью складчатых конструкций являются шатровые покры¬
тия, состоящие из монолитно связанных тонких треугольных или трапецеи¬
дальных плит (рис. XVI. 10), обращенных вершиной кверху и опираю¬
щихся по углам нижнего контура
на колонны. Вследствие куполь¬
ной работы этого покрытия углы
наклона плит могут быть здесь
допущены меньшие, чем в склад¬
ках, и получается весьма экономи¬
чная конструкция, требующая ми¬
нимального количества арматуры.
Такие покрытия можно устраивать и неразрезными в обоих направле¬
ниях, но, так как жесткость опорного сечения невелика, при расчете
каждая панель рассматривается отдельно.В инструкции ЦНИПСа приведены два основных типа шатровых
покрытий (рис. XVI. 11).Тип I состоит из шатров в виде усеченных пирамид, опертых на
капители колонн и соединенных между собой по линиям колонн горизон¬
тальными плитами шириной, равной ширине капители; ширина капителей
принимается от 0,1 I до 0,2 /. При значительных пролетах (или больших
нагрузках) с целью уменьшения напряжений в углах шатра углы капи*
телей срезаются на фаску, а углы шатра с нижней стороны снабжаются
вутами.Тип II состоит из таких же шатров, опирающихся непосредственно
на колонны, без капителей и горизонтальных плит; в углах шатра делаются
вуты шириной, равной толщине колонны, а сами колонны располагаются
в плане с поворотом на 45°, т. е. так, что их оси совпадают с диагоналями
шатров.Высоту подъема шатров / рекомендуется принимать равной V8—'12I.Как и в складках, наибольшая ширина наклонных граней может
доходить до 3—3,5 ж, с тем чтобы толщина их получалась не более 10 см;
наклон граней принимается не более 30°.1	К. Н. Карташов, Железобетонные и бетонные конструкции в промышленных
зданиях и сооружениях, «Строительная промышленность» № 8, 1955.2	М. А. Якубович, Легкий железобетон в технических зданиях на железнодо¬
рожном транспорте, ТБИИЖТ, 1947.
§ 94. О расчете оболочек и складок	551Бортовые элементы устраиваются по одному из двух первых типов,
приведенных на рис. XVI. 2. При опирании на стены бортовой элемент
делают в виде горизонтальной плиты.Отверстия для фонарей, люков и пр. оставляют в верхней горизон¬
тальной плите и окаймляют рамками.Для одноэтажных промышленных зданий с квадратной сеткой колонн
при расстоянии между колоннами 8—10 м шатровое покрытие может быть
целесообразным решением.К недостаткам этих покрытий, как и складчатых, относится возмож¬
ность образования снеговых мешков, опасных в отношении протекания
кровли. Для устранения этого недостатка выгодно над шатрами устраи:Рис. XVI. 11. Типы шатровых покрытийвать легкую кровлю, так как и в этом случае общий расход материалов
все же будет меньше, чем в обычном покрытии рамного типа.Шатры можно применять и для междуэтажных перекрытий; для
образования плоского пола ложбины между шатрами перекрывают дере¬
вянными щитами или для повышения огнестойкости — железобетонными
плитами.§ 94. О РАСЧЕТЕ ОБОЛОЧЕК И СКЛАДОКДля расчета железобетонных цилиндрических оболочек Дилшнге'ром
(Германия) первоначально была предложена безмоментная теория.По этой теории для определения усилий в оболочке исходят из рас¬
смотрения условий равновесия элемента, вырезанного поперечными
и продольными сечениями (рис. XVI. 12), считая, что на элемент действуют
только три рода усилий:Тг = — нормальные усилия в поперечных сечениях на единицу
длины;T2=a2h— нормальные усилия в продольных сечениях на единицу
длины;S	= тЛ — касательные усилия.
552Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытияРешение этой задачи приводит к трем дифференциальным уравнениям
равновесия:	,ч,где X, Y и Z — проекции нагрузки, действующей на единицу поверх-Этот метод расчета дает неправильное распределение нормальных
и скалывающих усилий в оболочке; кроме того, во многих случаях нельзя
пренебрегать и влиянием моментов в оболочке. По безмоментной теориисти) А. А. Гвоздевым совместно с A. JL Гольденвейзером в 1931 г.,
вполне возможно для упрощения пренебречь моментами в продольном
направлении и крутящими моментами. К этому же выводу совершенно
независимо от них пришел и Финстервальдер (Германия).Но точный метод оказался слишком громоздким и недоступным для
практического применения; кроме того, он пригоден только для расчета
однопролетных оболочек кругового очертания. Поэтому потребовалось
дальнейшее усовершенствование и упрощение теории оболочек; к этому
присоединилась еще аналогичная задача — дать вполне удовлетвори¬
тельный метод расчета складчатых систем с учетом взаимного действия
продольных осевых сил и поперечных моментов. С разрешением задачи
расчета складок этот метод легко мог быть распространен и на оболочки,
сечение которых может быть заменено с достаточной точностью близким
к нему поперечным сечением многогранной складки.За короткий срок, за один 1932 г., было опубликовано несколько
работ — П. Л. Пастернака, В. 3. Власова, Грубера и Грюнинга (Герма¬
ния), освещающих расчет складчатых покрытий с учетом поперечных
изгибающих моментов, возникающих по ребрам.Эти работы стали возможными после появления основной работы —
Элерса (Германия), который первый дал расчет складчатых конструкций
без учета поперечных изгибающих моментов с по¬
мощью элементарных методов строительной механики1.(XVI. 1)Т% — — rZ,ности оболочки;
г — радиус оболочки.все поперечное сечение оболочки сжато, а
бортовые элементы растянуты, причем вели¬
чины сжимающих усилий и распределение
напряжений по сечению не зависят от тол¬
щины оболочки, ни от жесткости примыкаю¬
щих к ней бортовых элементов.По разработанной позже момент-
н о й теории в поперечном сечении оболочки
получаются сжатая и растянутая зоны, и
сам характер * распределения продольных
усилий меняется в зависимости от напря¬
женного состояния свободных краев покры¬
тия.Рис. XVI. 12Как показали результаты точного рас¬
чета цилиндрических оболочек, разработан¬
ного (при помощи методов теории упруго-1	К. В. Сахновский, Железобетонные конструкции, Государственное изда¬
тельство литературы по строительству и архитектуре,' 19о1, стр. 395.
§ 94. О расчете оболочек и складок553Проф. П. Л. Пастернак дал решение складки с учетом поперечных
моментов при помощи обычных уравнений упругости метода сил.Решение В. 3. Власова оказалось практически наиболее приемлемым.
Он свел расчет складки к решению системы канонических уравнений
строительной механики, применив смешанный метод, который по срав¬
нению с методом сил дал значительное упрощение задачи; кроме того,
выражения для коэффициентов в его уравнениях оказались значительно
проще.Метод Власова для расчета цилиндрических оболочек основан на
учете совместной работы осевых усилий (нормальных и сдвигающих,
параллельных срединной поверхности) и поперечных изгибающих момен¬
тов г.Напряженное состояние такой системы характеризуется шестью
силовыми факторами (рис. XVI. 12): по поперечному сечению — нормаль¬
ной силой Тг и сдвигающей силой S1; по продольному сечению — нормаль¬
ной силой T2t сдвигающей силой S2, изгибающим моментом G2 и попереч¬
ной силой N2. Все эти силы отнесены к единице длины соответствующего
сечения. Продольные изгибающие моменты GL и крутящие моменты Нх
и Н2 ввиду их малости принимаются равными нулю.Отыскание величин этих внутренних усилий в каждой точке попереч¬
ного сечения и закона изменения этих величин по длине оболочки основано
на применении методов строительной механики и на разложении искомых
функций (сил и деформаций) в тригонометрические ряды вдоль образую¬
щей.Обычно для расчета оболочка заменяется вписанной в нее складкой
из семи одинаковых граней, так что последняя вместе с бортовыми эле¬
ментами образует девятигранную складку, симметричную в поперечном
сечении.Практический метод Власова, являясь приближенным, дает вполне
достаточную точность и позволяет рассчитывать как складки, так и обо¬
лочки — однопролетные, иеразрезные и консольные любого поперечного
сечения с любыми граничными условиями при разных комбинациях
равномерно распределенной нагрузки.Для облегчения расчета цилиндрических оболочек В. 3. Власовым
и А. Л. Гольденвейзером составлены графики для определения усилий Т19
Т2у S и G2. В графиках, в качестве параметров, приняты величины X == 2^ и 80, где L — длина, R — радиус оболочки и 0О — половинацентрального угла ее сечения, а именно X =	~^-9	тс и тг,0О	= 30, 45, 60, 75 и 90°. Единичные нагрузки (100 кг/м2) предусмо¬
трены следующие: а) равномерно распределенная по поверхности оболочки;
б) распределенная по закону косинуса и в) равномерно распределенная
по краю оболочки (приложенная к бортам оболочки) 2.Почти одновременно с появлением метода В. 3. Власова бвд предло¬
жен Л. С. Гильманом приближенный способ расчета длинных оболочек,
также учитывающий влияние поперечных моментов ?. Он исходит из четы¬1	В. 3. Власов, Строительная механика оболочек, ОНТЙ, 1936; его же,
Строительная механика тонкостенных пространственных систем, Стройиздат, 1949; ЦНИПС
(А. А. Гвоздев, В. И. Мурашев, В. Н. Горнов, В. 3. Власов), Инструк¬
ция по проектированию и расчету монолитных тонкостенных покрытий и перекрытий,
ОНТИ, 1937.2	Промстройпроект, Справочник проектировщика промышленных сооружений, «Дере¬
вянные конструкции», ОНТИ, 1937, стр. 556.3	Метод Л. С. Гильмана описан в книге С. А. Шустикова, «Деревянные конструкции»,
Госстройиздат, 1933.
554Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытиярех уравнений равновесия сболочки, прибавив к трем усилиям Т1у Т2
и S (уравнение XVI. 1) еще влияние поперечных моментов G2 и попереч-;
ных сил N2 (см. рис. XVI. 12).Для решения системы четырех уравнений с пятью неизвестными
(без прибавления пятого уравнения совместности деформаций) J1. С. Гиль-
ман ввел условие, что нормальные напряжения следуют линейному законугг\	h/\.Zт. е. что оболочка в продольном направлении работает как балка.Этот простой способ может найти применение в менее ответственных
случаях расчета оболочек.В заключение отметим, что практический метод Власова позволил
исследовать многопролетные оболочки и оболочки с консолями и дал
возможность обосновать упрощенные способы расчета таких оболочек.§ 95.. УПРОЩЕННЫЕ СПОСОБЫ РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЕ1.	Длинные оболочки и складкиКак показали результаты опытов над моделью длинной оболочки,
а затем и данные многочисленных параллельных расчетов оболочек и скла¬
док по практическому методу Власова и приближенными приемами,
во многих частных случаях возможно дальнейшее упрощение их расчета.Из сравнения эпюр нормальных напряжений для средней волны обо¬
лочки с треугольными краевыми элементами (рис. XVI. 13), полученныхРис. XVI. 13. Эпюры нормальных напряжений в оболочке
а — расчет по методу Власова; б — расчет, как балкииз решения этой оболочки по методу Власова и из решения ее, как балки,
т. е. без учета G2t можно отметить следующее: в результате действия
поперечных моментов верхние сжимающие напряжения снижаются на
25—30% (20,2 вместо 30 кг/см2) и перераспределяются ближе к четвертям
сечения, увеличивая в этих местах сжимающие напряжения; вместо
треугольной эпюры сжатия получается близкая к четырехугольной,
вследствие чего центр тяжести эпюры сжимающих напряжений опускается,
понижается нейтральная ось и несколько увеличиваются растягивающие
напряжения.На величину растягивающих напряжений внизу оболочки существенно
влияют размеры бортового или краевого элемента; напряжения пони:
жаются с увеличением их размеров и наоборот.
§ 95. Упрощенные способы расчета и конструирование555Все это привело к выводу, что средние волны оболочек и складок
можно рассчитывать, как балки. При этом растягивающее усилие, по
которому подбирается сечение основной растянутой арматуры, получается
почти такое же, как при расчете с учетом G2.Средние волны по характеру своей работы действительно прибли¬
жаются к балкам, потому что в такой волне ввиду наличия по бокам
других волн достаточной жесткости края могут перемещаться только
по вертикали.Рис. XVI. 14. Расчетные схемы оболочек
а — средних и крайних волн; б — многопролетныхКрайние волны или отдельные оболочки имеют другие граничные
условия, их края имеют возможность перемещения не только по верти¬
кали, но и по горизонтали, и поэтому применение к ним упрощенного
метода расчета неверно; необходимо рассчитывать с учетом поперечных
моментов по практическому методу Власова или приближенному способу
Гильмана.Таким образом, средние волны оболочки могут быть рассчитаны, как
балки фигурного (корытообразного) сечения; крайние полуволны должны
рассчитываться, как полуволны одноволновой оболочки с учетом попереч¬
ных моментов (рис. XVI. 14, а).Затем в многопролетных и консольных оболочках положение нулевых
сечений, в которых нормальные напряжения равны нулю, определяется
как в многопролетных балках (рис. XVI. 14, б); в равнопролетных обо¬
лочках эти сечения принимаются на расстоянии с = 0,2/ от промежуточ¬
ных диафрагм. Части пролета между нулевыми сечениями рассчитываются
как однопролетные оболочки с пролетом, равным расстоянию между
556Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытиянулевыми точками. За нулевыми точками (к опоре) усилия 7\, а следо¬
вательно, и о принимаются по величине пропорциональньШш изгибающим
моментам, а скалывающие усилия — пропорциональными поперечным
силам неразрезной балки.Симметричные многоволновые складки (рис. XVI. 15, а) рассчиты¬
ваются в поперечном направлении приближенно, как многопролетнаяРис. XVI. 15. Расчетные схемы многоволновой складкиломаная плита (рис. XVI. 15, б), для чего вырезается полоса шириной
в 1 м\ полученные отрицательные моменты в верхнем крайнем ребре А
должны быть умножены на коэффициент, взятый из табл. 37.Таблица 37Значения коэффициентов увеличения моментов в ребре А0.30,450.60,30.450.61—42,52.01.51—41,51,0о;7В продольном направлении средние волны рассчитываются, как
балки фигурного сечения (рис. XVI. 15, в), а крайние полуволны, как
полуволны одноволновой складки (рис. XVI. 15, г), по безмоментному
методу расчета при условии, что бортовые элементы имеют размеры
не менее указанных на рис. XVI. 2. При менее жестких бортовых элемен¬
тах расчет крайних полуволн производится с учетом поперечных изги^
бающих моментов.При расчете многопролетных складок поступают так же, как и при
расчете многопролетных оболочек.Подбор сечений длинных оболочек. Размеры сечения элементов
оболочки и количество арматуры в них определяют, исходя из эпюр
нормальных напряжений а, скалывающих и равных им главных рас¬
тягивающих напряжений т и поперечных изгибающих моментов G2*
§ 95. Упрощенные способы расчета и конструирование,557На рис. Xyi. 16 приведены примерные эпюры G2, а и т для трех
основных тип9д(,средних волн оболочек. Как видно, на распределение
и величину напряжений по сечению в значительной степени влияют
очертания и размеры краевых элементов.Растягивающие напряжения, действующие в пределах бор¬
тового или краевого элемента и в нижней части оболочки, не должны
превосходить величины 2RI для сооружений, в которых появление тре¬
щин может вредно отразиться на арматуре, и величины	(никак не
более 4/?р) для сооружений, в которых появление волосных трещин неб гРис. XVI. 16. Эпюры усилий в поперечных сечениях оболочкистоль опасно для арматуры. Эти растягивающие напряжения полностью
передаются на основную растянутую арматуру, сечение которой опре¬
деляется по формуле(XVI. 2)где ZMaKC — объем эпюры растягивающих напряжений;1,1 !— коэффициент, учитывающий увеличение плеча внутренней
пары вследствие расположения большей части арматуры
в зоне максимальных напряжений;
п — коэффициент перегрузки.Величина растягивающей силы ZMaKC определяется:а)	при расчете оболочки с учетом поперечных изгибающих моментов —*
путем суммирования объемов эпюр растягивающих цапряжений по отдель¬
ным граням;б)	при расчете оболочки, как балки, — вычислением объема эпюры
сжимающих напряжений по формуле (рис. XVI. 17)2макс = — £>макс =	1Г ^ «0 ~ «о (Г ~ Ув)1 >	(XVI • 2а)где г — радиус оболочки;
h — ее' толщина;
558Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытияов — нормальное напряжение в верхней точке оболочки (шелыге);
ув — расстояние от верхней точки оболочки до нейтральной оси;
ос0 — половина центрального угла сжатой зоны оболочки.Из полученной по формуле (XVI. 2) площади сечения Fa основной
растянутой арматуры не менее 60% располагается согласно эпюре растя¬
гивающих напряжений, а остальные 40% концентрируются в нижней
части бортового или краевого элемента (рис. XVI. 18).По длине пролета как в однопролетных, так и в многопролетных
оболочках не менее 30% растянутой арматуры (в бортовых и краевых
элементах) доводится до опор; в остальной части площадь сечения арматуры
изменяется по длине пролета в соответствии с эпюрой нормальных напря¬
жений. Уменьшение сечения арматуры достигается не обрывом стержней,
а заменой стержней большего диаметра стержнями меньшего диаметра;в стыках эти стержнисоединяютсясваркой.электро:wг игнг - / 			1 —Рис. XVI. 17Рис. XVI. 18. Армирование
узла краевого элемента и
примыкающих оболочекВ сжатой зоне оболочки продольная арматура ставится по конст¬
руктивным соображениям диаметром 5—6 мм с шагом 20—25 см\ вместе с
поперечной арматурой, вопринимающей поперечные моменты, она обра¬
зует одну сетку (сварную).При толщине оболочки более 9 см рекомендуется ставить две сетки.В неразрезных многопролетных оболочках сечение арматуры в верх¬
ней части оболочки, необходимое для восприятия растягивающих уси¬
лий над опорами (диафрагмами), определяется по формулеП	пЪmmaRa 9(XVI. 3)где Z — объем эпюры растягивающих напряжений на опоре.Растянутая арматура над опорами распределяется по поперечному
сечению в соответствии с эпюрой нормальных напряжений.По длине оболочки растянутая арматура над опорой продолжается
на расстоянии от опоры до 1,2 с, где с — расстояние от опоры до сечения
с нулевым моментом.Скалывающие и главные растягивающие напряжения на нейтральной
оси, равные между собой по абсолютной величине, при расчете оболочки,
как балки, могут быть определены по обычной формуле:Q*SТ* — 2hJ(XVI. 4)где Qx — поперечная сила в рассматриваемом поперечном сечении обо¬
лочки;2h — суммарная толщина оболочки в том же сечении на нейтральной
оси.
§ 95. Упрощенные способы расчета и конструирование559Максимальные скалывающие, напряжения, полученные из расчета,
не должны превышать Rl для сооружений, в которых появление трещин
может вредно отразиться на арматуре, и 1,5 Rp для сооружений, в которых
появление волосных трещин не столь опасно для арматуры.Скалывающие и главные растягивающие напряжения воспринимаются
сеткой из продольных и поперечных стержней диаметром 5—10 мм с ша¬
гом 15—20 см. Расчет арматуры во всех сечениях производится на рас¬
тягивающие напряжения, действующие под углом 45°; поэтому продоль¬
ную и поперечную арматуру сеток, учитывая наклон сечения и направление
силы, вводят в расчет с коэффициентом 0,5 = cos2 45°. При равенстве
сечений продольной и поперечной арматуры сеток в расчет может быть
введена одна поперечная арматура, которую рассчитывают, как обычные
хомуты. В тех местах, где имеющаяся сетка недостаточна, ставят допол¬
нительную косую арматуру под углом 45° к образующей или сетку уси¬
ливают дополнительными стержнями. Для косой арматуры рекомендуются
стержни диаметром 6—12 мм.Поперечные моменты вос¬
принимаются поперечной арма¬
турой сетки; сечение арматуры,
необходимое для работы на
поперечные моменты, опреде¬
ляется так же, как для ПЛИТ. Рис. XVI. 19. Схема действия усилий на диаф-В местах примыкания обо-	рагмул очки к краевым элементам длявосприятия отрицательных моментов ставят дополнительную верхнюю
сетку с поперечными стержнями диаметром 6—10 мм, с шагом 10—20 см
(рис. XVI. 18), которая связывается с продольной арматурой диаметром
6 мм через 20 см.При расчете средних волн оболочек, как балок, поперечная арматура,
воспринимающая поперечные моменты, ставится по конструктивным
соображениям диаметром 6—8 мм через 12—16 см.Для армирования оболочек рекомендуется широко применять рулон¬
ные сварные сетки.Диафрагмы длинных оболочек. Нагрузкой для диафрагм является
опорное давление оболочки, передаваемое посредством сил S (рис. XVI. 19),
касательных к срединной поверхности оболочки и равных сдвигающим
усилиям в оболочке на опоре. Поэтому определение нагрузки на диа¬
фрагмы сводится к вычислению сдвигающих сил в местах примыкания
оболочек к диафрагмам.Распределение касательных сил, передаваемых оболочкой на диа¬
фрагму, принимается из условия работы оболочки в продольном направ¬
лении, как балки. Это обусловлено следующим: в средних волнах, для
которых эпюра нормальных напряжений мало отличается от балочной
эпюры, распределение касательных напряжений, вычисленных как для
балки, тоже близко к действительности; в крайних волнах действительная
эпюра нормальных напряжений больше отличается от балочной, но это
отклонение в меньшей степени сказывается на касательных силах и притом
в сторону запаса прочности; поэтому и крайние пролеты диафрагмы рас¬
считываются аналогично средним.Нагрузка на промежуточные диафрагмы складывается из опорных
давлений двух смежных с диафрагмой пролетов оболочки.Статический расчет диафрагм сводится к определению усилийМ, N nQ,
возникающих в диафрагме от действия на нее касательной нагрузки S.Сечения диафрагм рассчитываются на внецентренное растяжение.
560Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытияРебристые оболочки. Одноволновые ребристые оболочки или крайние
волны многовол'новых оболочек при высоте ребер не медае 1/25 /2 рас¬
считываются в продольном направлении, как балки корытообразного
сечения.Расстояние между ребрами, как правило, принимается от 2 до 3 м;
толщина и высота ребер определяются расчетом — по поперечным момен¬
там. Ребра армируются двойной — верхней и нижней — арматурой,
воспринимающей поперечные моменты, и хомутами.Самая оболочка (между ребрами) армируется по конструктивным
соображениям сеткой из стержней диаметром 5—6 мм> с шагом 15—20 см\
при расчете на скалывающие напряжения, помимо сетки, учитывается
и основная арматура ребер.Складки. Сечения элементов складок и арматура в них рассчитываются
также на нормальные усилия 7\, изгибающие поперечные моменты G2
и скалывающие усилия S.Толщина граней и поперечная арматура в гранях определяются по
поперечным моментам; грани конструируются, как многопролетные нераз¬
резные плиты. Скалывающие напряжения (по длине граней) не должны
быть больше указанных выше.Растянутая арматура и арматура, воспринимающая скалывающие
напряжения, рассчитываются и конструируются так же, как и в длинных
оболочках.2.	Короткие оболочкиДля детального изучения работы коротких оболочек в 1934 г. в
ЦНИПСе было проведено (на моделях в масштабе 1/3) всестороннее испы¬
тание оболочек двух типов: сплошной и с отверстием для светового фонаряКак и в длинных оболочках, малая толщина сводчатой плиты об¬
условливает передачу на арки нагрузок, расположенных fta плите, почти
исключительно за счет сил S, направленных по касательным к оси кри¬
волинейного ригеля рамы и приложенных по сечению плиты в месте при¬
мыкания ее к ригелю (арке). Только 4—5% всей нагрузки передаются
аркам посредством поперечных сил, вызванных моментами Gu и действую¬
щих по нормали к оси арки. Вследствие этих особых условий передачи
нагрузки на арку действительная работа последней сильно отличается
по характеру от обычной работы арок при вертикальной нагрузке.Под действием касательных сил, приложенных к арке, средние сече¬
ния последней (в замке) могут оказаться растянутыми. В силу этого
величина распора в затяжке несколько изменяется по сравнению с обычным
расчетом на вертикальную нагрузку. Вся сжимающая сила, уравновеши¬
вающая распор и растягивающую силу в замке арки, оказывается сосредо¬
точенной в плите.Такое распределение внутренних усилий указывает на простран¬
ственную работу конструкции, обусловленную совместной работой моно¬
литно связанных между собой цилиндрической плиты и криволинейных
ригелей рам.На основании экспериментальных данных выработаны основные
положения расчета и конструирования коротких оболочек. При этом
расчет разбивается на две части: а) расчет плиты и бортовых элементов
и б) расчет диафрагм.Плита и бортовые элементы. Принимая во внимание, что напряжения
в сводчатой плите, как правило, незначительны, толщину плиты1 А. С. Щ е п о т ь е в, Экспериментальное исследование коротких оболочек, «Проект
и стандарт» № 6 и 7, 1935.
§ 95. Упрощенные способы расчета и конструирование561для покрытий обычных пролетов (/;= 6 12 м и /2 = 18 -г- 30 м) и при
стреле подъемагЙё'менее 1!1 /2 можно назначать без расчета,
руководствуясь1 Данными табл. 38.Таблица 38Толщина плиты коротких оболочекРасстояние между арками lt в мТолщина плиты h в см5—67—810Таблица составлена для бетона марок 100—150 и в предположении
нагрузки от собственного веса, снега и утепления; при бетоне марок 200—
300 толщина плиты может быть уменьшена на 1 см.Арматуру из отдельных стержней в плите укладывают также по кон¬
структивным соображениям в виде одиночной прямоугольной сетки из
стержней диаметром 5—6 мм, с шагом 12—16 см.Над диафрагмами и в примыканиях к бортовым элементам для вос¬
приятия возможных растягивающих усилий укладывают дополнительно
верхнюю арматуру — также диаметром 5—6 мм, которая продолжается
вдоль в обе стороны от оси диафрагмы на расстояние 0,1 h, а в поперечном
направлении — от бортового элемента на 1,25—1,5 м. Этим обеспечивается
заделка плиты в диафрагму и бортовой элемент.На рис. XVI. 20, а показано армирование коротких оболочек рулон¬
ными сетками путем раскатки рулонов сетки в направлении дуги свода;
в обоих направлениях сопряжение сеток производится рабочими стыками,
У бортовых элементов и над арками укладываются дополнительные верхние
сетки.Высота бортовых элементов, окаймляющих край оболочки, назна¬
чается не менее 1/15 1и а ширина — от 1/5 до 2/5 высоты.В пологих оболочках (f = 1/в V8 /2) с бортовыми элементами,
направленными вниз, горизонтальную жесткость края оболочки можно
считать достаточной, так как части плиты, примыкающие к бортовому
элементу и работающие совместно с ним, сами хорошо сопротивляются
горизонтальному смещению.Применявшийся ранее расчет бортового элемента многопролетной
оболочки как отдельной неразрезной балки, совершенно не учитывающий
совместную работу ее с плитой, неправилен. Как показали расчеты корот¬
ких оболочек с учетом поперечных моментов и испытания этих оболочек,
плечо внутренней пары предельных усилий колеблется в пределах 0,5—0,6 от величины / + аб, где аб — высота бортового элемента. При этом
растягивающее усилие в одном бортовом элементеql2l\8-2*0,55 (/ + Об) 9 (f + аб)(XVI. 5)где q—приведенная нагрузка на 1 м2 горизонтальной проекции свода
с учетом веса бортовых элементов.Сечение арматуры, необходимой для восприятия растягивающие
усилий, возникающих в бортовом элементе однопролетной одноволновой
оболочки, определяется по формулещ1^	(XVI. 6)где пр 	а т.9(/ + ай)/иаЛакоэффициент перегрузки.
562Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытияСечение по 2-2Сечение по 1-1Сечение по 22 Сечение по 3-3 ф2д jqq_3qq 12000-12000I >rnmiiiim1TfiwWiiiiiiiiiiiiiiw ,к-б
	230(К3^30(^Ф8 2Ф1бУшштпптщтШШШ]К-7тРис. XVI. 20. Армирование короткой оболочки и бортового элемента
§ 95. Упрощенные способы расчета и конструирование563В средних пролетах многопролетной одноволновой оболочки сечение
арматуры в бортовом элементе уменьшается вдвое.В многоволновых оболочках сечение арматуры в краевых элементах
увеличивается соответственно увеличению нагрузки.Ввиду малых величин касательных напряжений отогнутые стержни
в бортовых элементах не ставят; хомуты ставят по конструктивным сообра¬
жениям на расстоянии 30—35 см друг от друга.На рис. XVI. 20, б показано армирование краевого элемента сварными
каркасами и сетками.Диафрагмы коротких оболочек. Расчет диафрагм (арок) коротких
оболочек на вертикальную нагрузку, как показали опыты, приводит к отли¬
чающемуся от действительности распределению усилий в арке, а величина
распора получается преувеличен¬
ной на 15—20%.Для расчета диафрагм корот¬
ких оболочек без фонарей на на¬
грузку, расположенную по всей
оболочке (собственный вес, утеп¬
ление, снег), рекомендуется сле¬
дующий способ.Сечение диафрагмы прини¬
мается тавровым (рис. XVI. 21);
полками его является сводчатая
плита, которая, как показали ис¬
пытания, целиком участвует в ра¬
боте. В многопролетных оболочках
ширина полки принимается рав~
ной расстоянию между диафраг¬
мами li.В выделенных таким образом
безраспорных диафрагмах (затя¬
жки арок мысленно разрезаются)
с примыкающими плитами усилия определяются, как для криволи¬
нейной балки, находящейся под действием полной вертикальной на¬
грузки от собственного веса арки, веса оболочки и снега.Но так как опытами доказано несоответствие такой нагрузки дей¬
ствительной работе арки и оболочки, то необходимо еще учесть разгружаю¬
щее влияние самой оболочки.Известно, что оболочка в поперечном направлении сжата. Максималь¬
ное поперечное усилие сжатия в шелыге достаточно точно может быть
принято в соответствии с безмоментной теорией по формуле (XVI. 1).^2 = — Яг tгде q — вертикальная нагрузка на 1 м2 проекции оболочки;г — радиус кривизны оболочки.Для крайних диафрагм при подсчете по ширине полупролёта оболочки
это дает нормальную силу N = ^ , а для средних диафрам N = qrli.Далее, поскольку прямые бортовые элементы не могут принять на
себя реактивные усилия Г2> поперечные сжимающие усилия в оболочке
постепенно уменьшаются от наибольшего значения в шелыге до нуля
у бортов* Закон этого изменения неизвестен, но на основании замеров,ty77777777Z777777777777777777777777^
ВыделяемыйпролетСеч. /'/ГРис. XVI. 21
564Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытиясделанных при испытании оболочки, можно принять закон квадратной
параболы1у = 4-х(1г — х).2Поперечным сжимающим усилиям сводчатой оболочки, изменяю¬
щимся по указанному закону, отвечают реактивные растягивающие, т. е.
разгружающие, усилия в диафрагме — такие же по абсолютной величине,
действующие по касательной к срединной кривой оболочки. Следовательно,
эти усилия будут:у крайней диафрагмыNx=2-^x(l2-x);	(XVI. 7)2у средней диафрагмыйх=Щ^х(12—х),	(XVI. 8)2где х — расстояние по горизонтали от продольного сечения оболочки до
одного из бортовых элементов.Таким образом, для арочных диафрагм имеем;Мх — М°х —~Nxc\Qx = Q°x,NX = N°X-NX,(XVI. 9)где , Q° и №х — изгибающий момент, поперечная и продольная силы,
определяемые от полной вертикальной нагрузки для
оси диафрагмы;Nx — разгружающая продольная сила;
с — расстояние от оси диафрагмы до срединной поверх¬
ности оболочки.Величина с принимается положительной, когда оболочка расположена
выше оси диафрагмы (арки), и отрицательной — в противном случае.
При расположении арок над оболочкой силы Nx будут дополнительно
нагружать арку. Поэтому в таких покрытиях всегда выгодно располагать
арки под оболочкой.Из формул (XVI. 7) — (XVI. 9) видно, что при равномерно распре¬
деленной нагрузке эпюра Мх так же, как и эпюра М°ХУ является параболой,
что значительно упрощает-расчет при определении Я.После определения усилий для отдельных пролетов безраспорных
диафрагм учет неразрезности или влияния затяжек арочных диафрагм
и т. д. производится по обычным методам расчета статически неопределимых
систем. При этом моменты инерции диафрагм вычисляются без учета тон¬
ких полок тавра и усилия от лишних неизвестных передаются только на
сечение самих диафрагм.Армирование арочной диафрагмы сварными каркасами и сварными
сетками показано на рис. XV. 25.1 По предложению А. А. Гвоздева.
§ 95. Упрощенные способы расчета и конструирование565Что касается расчета короткой оболочки с фонарем, то для обеспече¬
ния ее прочности должны быть соблюдены следующие условия:а)	подъем плиты каждой боковой части оболочки не должен быть
меньше 1/20 ее пролета (наклонной хорды);б)	длина дуги боковых частей оболочки должна быть не менее /2/3
и не менее /г, при этом толщина плиты увеличивается на 25% против тол¬
щины плиты сплошной оболочки (табл. 38);в)	при производстве работ следует обращать особое внимание на
обеспечение проектной кривизны оболочки.Арматура плиты конструируется так же, как в оболочке без фонаря.Если ширина остающихся боковых частей оболочки менее 12/3 или
менее /х, то они рассчитываются, как длинные оболочки или заменяются
др угой констр укцией.Высота бортовых элементов должна быть не менее 111Б11> а подфонар-
ных балок — не менее 1/12li.В бортовых элементах арматура определяется так же, как и в бес-
фонарных оболочках, только вместо 12 в формулу (XVI. 6) подставляютсягде Ъ — ширина фонарного отверстия.Арматура подфонарной балки подбирается, как для отдельной балки,
рассчитываемой на нагрузку от собственного веса, веса фонаря и на нагруз¬
ку, расположенную на прилегающей к балке полосе плиты шириной V4 1г.Из растянутой арматуры, полученной при расчете пролетного сечения
подфонарной балки, 75—80% площади арматуры укладывают в самой
балке, а остальные 25—20% — в оболочке, в месте примыкания ее к под¬
фонарной балке.Диафрагмы (арки) коротких оболочек с фонарями рассчитывают на
вертикальную нагрузку, расположенную на оболочке (равномерную
нагрузку с половины пролета плиты и сосредоточенную нагрузку от
подфон ар ной бал ки).Для изучения работы шатров, проверки приближенного способа их
расчета и выяснения конструктивных вопросов в ЦНИПСе в 1933 г. были
произведены испытания шатров с капителями и без капителей1.Оба шатра разрушились вследствие достижения предела прочности
бетона при сжатии в местах опирания на колонны. Напряжения в основ¬
ной арматуре к моменту разрушения в обоих случаях достигли предела
текучести.По инструкции ЦНИПСа расчет шатров рекомендуется производить
приближенно, разбивая его на две части: расчет граней на местную
нагрузку и расчет шатра в целом (рис. XVI. 22).1. Расчет граней на местную нагрузку для определения изгибающих
моментов в них производится, как для неразрезной многопролетной плиты,
имеющей опоры в местах переломов. При этом верхняя горизонтальная
плита считается работающей в двух направлениях, а остальные грани —>•
в одном поперечном направлении.h — 4г— ь>т-е-(XVI. 10)т-9(/ + аз)та/?а ’3.	Шатры1 М. G. Б британский и А. С. Щепотьев, Экспериментальное исследо¬
вание тонкостенных пространственных покрытий, «Проект а стандарт» Яг 2, 1934.
566Глава XVI. ч!Тонкостенные пространственные покрытияГрани шатра конструируются как обычные плиты в соответствии
с эпюрой моментов. Здесь следует применять раздельное армирование
сварными сетками.2. Расчет шатра в целом для определения основной растянутой арма¬
туры, располагаемой в нижней горизонтальной грани или в краевом эле¬
менте, производится в том и другом направлении, как для балки, свободно
опертой на капители колонн, с учетом всей нагрузки в обоих направлениях1.По линии нижних ребер ввиду малой жесткости этих сечений сопря¬
жение шатров принимается шарнирное, что приводит к статически опре¬
делимой расчетной схеме.Максимальные моменты
в том и другом направлении
при равномерно распределен¬
ной нагрузке определяются
по формулам:гшЕШ>__ qh (/i-fei)2М,8Qh (12 — 18(XVI. II)Рис. XVI. 22. Расчетная схема шатрагде ширина b принимается
как средняя арифметическая между шириной нижней горизонтальной
плиты и шириной капители в соответствующем направлении.Сечение основной растянутой арматуры определяется по формуле(XVL12>где М — изгибающий момент по формулам (XVI. II);f0 — расстояние между центрами нижней и верхней плит.Из полученной площади сечения арматуры 80—90% арматуры рас¬
полагают в нижних плитах; остальные 20—10°/о—в наклонных гра¬
нях, в местах примыкания их к нижней плите.Углы шатров в местах примыкания к капителям или колоннам рабо¬
тают на сжатие и прочность их проверяется по формуле<XVI'13>где а — угол наклона углового ребра к горизонту;со — площадь бетона в углах шатра по сечению, перпендикулярному
к оси углового ребра, участвующая в работе на сжатие.Б. ОБОЛОЧКИ ДВОЯКОЙ КРИВИЗНЫ
§ 96. КУПОЛАКупола являются одной из наивыгоднейших конструктивных форм
железобетона. По сравнению с каменными куполами они отличаются ма¬
лым весом, поэтому для них не требуется устройства ни чрезмерно тяже¬
лых опор (пилонов), ни мощных фундаментов, а горизонтальный распор
легко может быть воспринят железобетонным кольцом. Основное пре¬
имущество их перед металлическими куполами —- огнестойкость.1 По предложению В. И. Мурашева.
§ 96. КуполаБлагодаря пространственной работе железобетонные купола полу¬
чаются небольшой толщины, и это дает возможность перекрывать ими
весьма значительные пролеты. Железобетонные купола осуществлены
пролетом до 100 м, что, однако, не является пределом их применимости.По конструктивным особенностям железобетонные купола можно
разделить на следующие основные типы: 1) гладкие, 2) ребристые и 3) мно¬
гогранные, или многоугольные (из сводов-оболочек).Гладкие купола применялись уже давно, почти с начала появления
железобетона, но для покрытий небольших пролетов. Гладкие купола
больших пролетов с резким уменьшением их толщины начали строить
только около 35 лет назад, когда были уточнены методы их расчета и усо-Гладкая купольная поверхность, образованная вращением какой-либо
кривой (дуги круга, эллипса, параболы или составной кривой), представ¬
ляет собой сплошную железобетонную плиту двоякой кривизны, которая
вследствие этого обладает большим сопротивлением.Арматура ее состоит из рабочих стержней, располагаемых по мери¬
дианам и по концентрическим горизонтальным кругам (рис. XVI. 23).
Число стержней, идущих по меридианам, с приближением к вершине
постепенно уменьшается в соответствии с уменьшением длины окружности
купола. При толщине более 8 см во избежание усадочных и температурных
трещин укладывается двойная сетка арматуры.Горизонтальный распор воспринимается арматурой опорного кольца.Такие купола первоначально применялись для пролетов, редко
превосходивших 20 м, и имели толщину 8—12 см и больше.В дальнейшем теоретические и опытные исследования показали, что
большие пролеты можно перекрывать очень тонкими куполами, так как
при надежном опорном кольце в куполе вследствие двоякой кривизны
возникают небольшие напряжения, и предельная толщина обусловливается
лишь требованиями устойчивости.В первых тонкостенных железобетонных куполах больших пролетов
(в Германии) - точная форма купола обеспечивалась пространственной
шарнирной сеткой из трнкой полосовой стали (рис. XVI. 24).1.	Гладкие куполавершенствованы способы воз¬
ведения./нз-Рис. XVI. 23. Армирование гладкого
куполаРис. XVI. 24. Узел шар¬
нирной сетки
568Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытаяПри наличии такой арматуры и обычной гладкой минимальная тол¬
щина купола получалась не менее 6 см.Стремление к уменьшению толщины купола и высокая стоимость
шарнирных сеток привели к изменению как самой конструкции, так и спо¬
соба возведения тонкостенных куполов. Шарнирные сетки стали применять
только в качестве конструкции, заменяющей кружала, причем для боль¬
шей жесткости ставили двойную сетку. Поверх этих сеток укладывали
опалубку, а самый купол выполнялся с гибкой арматурой. При этом
способе толщина купола могла быть доведена до 4 см. В дальнейшем по
экономическим соображениям нередко обращались и к обычной стацио¬
нарной опалубке.. В СССР первый тонкостенный купол был построен в ,1928—1929 гг.
в Москве для планетария с использованием обычных деревянных лесов.
Диаметр купола 28 м при толщине 6 см; арматура — меридиональная
и кольцевая диаметром 10 мм. Бетон был нанесен торкретированием.Выдающимся примером в этой области является гладкий сферический
купол, построенный в 1934 г., над зрительным залом театра в Новоси¬
бирске (рис. XVI. 25). Диаметр купола у основания равен 55,5 м; толщина
оболочки — 8 см; только у опорного кольца на протяжении 2 м оболочка
утолщена переходной кривой. По тому времени это был наибольший
гладкий купол в мире1.Смелость решения купола усугубляется его особенностями: он совер¬
шенно свободно лежит на круговой балке, связывающей внутренние
стойки радиально расположенных рам кулуаров, окружающих зритель¬
ный зал, а на протяжении около 30 м (по хорде) в купол врезается сцени¬
ческая коробка.Несмотря на низкие основные напряжения в оболочке (15—17 кг/см2),
для предотвращения температурных и усадочных трещин, а также для
распределения сосредоточенных грузов арматура купола принята из
двух одинаковых сеток по 5 0 6 на 1 пог. м; вблизи опорного кольца,
где оболочка испытывает кольцевые растягивающие напряжения, диаметр
стержней в сетках увеличен до 8 мм.Железобетонное опорное кольцо сечением 50 X 80 см имеет с внутрен¬
ней и наружной сторон арматуру по 9 0 25; стыки арматуры кольца —
сварные вразбежку. Со стороны сцены, где купол срезан порталом, арма¬
тура кольца заделана в ригель портальной рамы.Для обеспечения свободного перемещения оболочки под действием
температуры и усадки бетона между опорным кольцом и круговой
балкой проложено два слоя оцинкованной стали с жирной смазкой та¬
вотом.Заслуживает большого внимания примененная конструкция лесов,
которые состояли из центральной башни и сегментных ферм пролетом29,5	м, опирающихся одним концом на башню, другим — по внутреннему
периметру зала — на леса, предназначенные для возведения конструкций
кулуаров и амфитеатра. Благодаря жесткой основе были достигнуты
достаточная прочность и жесткость опалубки, что весьма важно для
купола таких больших размеров, так как даже незначительное отступле¬
ние от проектной формы могло вызвать в нем перенапряжения.Бетонирование производилось способом торкретирования последо¬
вательными горизонтальными кольцами; состав смеси был приблизительно1	: 3. Утеплением купола служат пенобетонные плиты толщиной 12 см.1 В настоящее время за рубежом осуществлены купола значительно больших раз¬меров, например, гладкий купол, перекрывающий стадион в Пуэрто-Рико, имеет диаметр
95 м при толщине 15 см.
§ 96. Купола569-276167-J4S.mUw/J-Lz?-Рис. XVI. 25. Купол Новосибирского театра
570Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытияВ заключение можно сказать, что все преимущества железобетона
в применении к куполам полностью используются лишь при гладких тон¬
ких куполах, конструкция которых является наиболее рациональной.Стремление обойтись без лесов при бетонировании гладких куполов
больших диаметров привело к разработке разных приемов. Можно ука¬
зать на вращающуюся опалубку (Деллас, США), при которой за один
прием бетонировались два противоположных сектора по 1/16 площади
купола диаметром 65 + 30 м (консоль). В другом случае (Алабукерк,
Новая Мексика) купол диаметром 66 м был забетонирован непосредственно
на земляной насыпи, которая была тщательно спланирована, выровнена
и покрыта листами фанеры.2.	Ребристые куполаРебристые купола менее выгодны, чем гладкие. Им может быть отдано
предпочтение по архитектурным соображениям при отклонении плана
от круга или вследствие выбранного рода освещения, при котором тре¬
буется разделение купольной по¬
верхности на отдельные панели.Ребристые купола состоят из
системы меридиональных и коль¬
цевых ребер, армированных в со¬
ответствии с действующими уси¬
лиями и способом производства
работ (рис. XVI. 26); ребра моно¬
литно связаны с тонкой плитой.
При небольших диаметрах купола
ребра обычно располагаются
только по меридианам.У основания купола ребра
соединяются при помощи пятового
(опорного) кольца, воспринимаю¬
щего распор; нередко они соеди¬
няются кольцом также у вер¬
шины.Как и в ребристых цилиндри¬
ческих оболочках, здесь ребра
также могут выступать как внутрь помещения, так и во внешнюю сто¬
рону.Из числа осуществленных больших ребристых куполов следует отме¬
тить купол Юбилейного павильона в г. Бреславле (Польша), построен¬
ного в 1912 г.; его пролет в свету 65 м.Имеются примеры возведения сборно-монолитных ребристых куполов;
например, в Копенгагене (Дания) купол цирка диаметром 40 м, в Аахене
(ФРГ) купол диаметром 24 м. В этих случаях ребра изготовлялис^зарайее,
а затем устанавливались на место при помощи крана и деревянной башни,
расположенной под центром купола. Вес ребер достигал 10 m г.Одним из больших куполов в настоящее время является купол недавно
построенного выставочного павильона Белградской ярмарки в Югосла¬
вии (по проекту Бранко Жежеля).Круглое в плане помещение диаметром 106 м перекрыто куполом,
покоящимся на восьми V-образных опорах (рис. XVI. 27). Сборно-моно-
литная конструкция купола состоит из 80 сборных ребер коробчатогоРис. XVI.26. Ребристый купол1 К. Б. Сахновский, Железобетонные конструкции, Госстройиздат, 1939,
стр 649.
§ 96. Купола	571Разрез по t'lРазрез по 2 -2Сечение 3-3Сечение ч -4Рис. XVI, 27. Купол выставочного павильона в Белграде (Югославия) диаметром 94 м
572Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытиясечения, соединенных шестью концентрическими прогонами, из которых
верхний (сжатый) образует в вершине купола проемс1 диаметром 11 м.
Нижний (растянутый) опорный пояс решен в виде мощной предварительно
напряженной полой балки трапецеидального сечения, опирающейся
в 16 точках. Как нижняя опорная балка, так и все концентрические
прогоны—монолитные. Составные ребра купола собирали из отдельных
блоков на земле и соединяли путем предварительного натяжения пуч¬
ков арматуры с последующей заделкой бетоном всех стыков.Для монтажа купола в центре сооружения, в пределах круга диамет¬
ром 27 му были установлены леса. После установки 80 верхних элементов
ребер, имеющих двутавровое сечение, бетонировались на месте плиты
верхней части купола совместно с прогоном диаметром 11 м и половиной
смежного прогона диаметром 27 м. На остальной длине ребра имеют
коробчатое полое сечение, уменьшающееся к центру купола.Монтаж сборных элементов покрытия осуществлялся при помощи
двух кранов, двигавшихся в пределах купола; один — по периметру
центрального круга, поддерживаемого лесами; второй — по периметру
плиты нижнего опорного пояса.3.	Многогранные куполаМногогранные купола образуются пересечением нескольких сводов-
оболочек; их преимущества перед круглыми заключаются не только
в лучшей архитектурной форме, но и в возможности размещать опоры на
значительных расстояниях.Если купол образуется пересечением двух оболочек,
то получается квадратный или прямоугольный план,
причем нагрузка распределяется на четыре угловые
опоры. Пересечением трех оболочек образуется купол с
шестиугольным планом, а пересечением четырех оболо¬
чек— с восьмиугольным планом (рис. XVI. 28). Воз¬
можны, конечно, схемы куполов и с нечетным числом
углов.Нагрузка от оболочек передается на ребра, образуе-
Рис XVI 28 мые пеРесечением смежных оболочек, посредством каса-
Многогранный тельных напряжений. При симметричной нагрузке ребракупол	не подвергаются изгибу и в них действуют только про¬дольные усилия. При действии же ветра в них возникают
и изгибающие моменты.Такие купола нашли применение для планетариев, покрытий боль¬
ших рынков и др. Они экономичнее ребристых; вес их примерно в 3 раза
меньше.Купола этой конструкции диаметром 70 ж в покрытии рынка в Лейп¬
циге (ГДР) являются самыми большими в мире.4.	Расчет железобетонных куполова)	Гладкие куполаПервые теоретические исследования в области расчета круглых
куполов для случая полярно-симметричной нагрузки относятся к 1828 г.
(Ламэ и Клапейрон). В основу расчета легло предположение, что возни¬
кающие напряжения равномерно распределяются по толщине оболочки
купола, так что изгибающие моменты и поперечные силы не учитываются;
§ 96, Купола573в этом случае напряжения можно определять, не прибегая к уравнениям
упругости и пошьвуясь только условиями равновесия.По этой безмоментной теории оболочка вращения (купол), нагружен¬
ная собственным ’ весом или другими полярно-симметрично расположен¬
ными нагрузками, подвергается в направлении меридианов сжимающим
напряжениям, в круговом направлении в верхней зоне — кольцевым
сжимающим напряжением, в нижней — кольцевым сжимающим или
растягивающим напряжениям, которые являются основными напряжен
ниями оболочки.Эти предположения остаются верными для тех многих случаев, когда
купольная оболочка соответствующими конструктивными мерами гаран¬
тирована от возникновения в ней изгибающих моментов и при условии
пренебрежения теми незначительными изгибающими моментами, которые
возникают в оболочке вследствие малых упругих деформаций.Рис. XVI. 29. Переходные кривые и схема опирания куполаЭти конструктивные мероприятия сводятся к следующему:а)	выбор подходящей переходной кривой ab в основании купола,
значительно уменьшающей распор купола и ведущей к значительному
уменьшению растягивающих усилий в опорном кольце (рис. XVI. 29, а);б)	применение переходной кривой в примыкании к верхнему (фонар¬
ному) кольцу; этим также можно достигнуть постепенного перехода от
больших сжимающих напряжений в фонарном кольце к малым кольце¬
вым сжимающим напряжениям в оболочке купола (рис. XVI. 29, б);в)	такое устройство опор купола, которое допускает свободные
перемещения в радиальных направлениях и обеспечивает неподвижность
в направлении, касательном к поверхности купола, для сопротивления
горизонтальным силам ветра.На рис. XVI. 29, в стрелками а показаны возможные перемещения
подкладок или качающихся стоек, а стрелками b — направление сопро¬
тивления горизонтальным силам ветра. Такое опирание купола, не пре¬
пятствующее деформациям от упругого обжатия, температуры и.усадки,
обеспечивает статически определимую или безмоментную работу купола.Определение усилий в куполе по безмом^нтной теории про¬
изводится следующим образом.В куполе возникают меридиональные усилия Тх = ox'h на единицу
длины кольца (рис. XVI. 30, а) и горизонтальные кольцевые усилия
Т2 = o2h (рис. XVI. 30, б) на единицу длины меридиана.Если сумму всех вертикальных сил, действующих на часть купола
выше сечения заданного углом ср, обозначить Рх, то из условия равно¬
весия вертикальных силаРх = 2тгxTv sin (р;
574Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытияот кудаРх(XVI. 14)где2пх sin f 9X=r2 sin <p.Распор в сечении z — zH = Px ctg cp = Tx • 2tzx cos cp.Этот горизонтальный распор изменяется с изменением угла ср. Изме¬
нение горизонтального распора Н на протяжении дуги ds =/'1d<рdH = d (Рх ctg cp) = d (7\ • 2nx cos cp)Рис. XVI. 30. Схема действия усилий в куполе
а — меридиональный разрез; б — элемент куполавоспринимается кольцевыми усилиями. Но элемент кольца ds, в котором
действует кольцевое усилие Г2, может воспринять горизонтальную силу
T2ds-2%. Поэтому можно написать, чтоdH = d (Рх ctg cp) = d (Тх»2ъх cos <p) — T2ds-2n,откуда=	(XVI. 15)илиT2 = Ш^05 У)_,	(XVI. 15а) •Из условия равновесия элемента купола можно вывести очень важ¬
ную зависимость между усилиями Тх и Т2. Проектируя на нормаль к
поверхности внутренние усилия и нагрузку, приложенные к элементу
купола (рис. XVI. 30, б), находимTxds2 dcp -{- T2dsx sin cp dty = Z dsx ds2tгде Zdsxds2 — составляющая внешних сил;dcp — угол между силами Txds2 и (Тх + dTx) ds2;
dij) — угол между силами T2dsx и (Т2 + dT2) dsx.
Приращениями dTxds2 и dT2dsx можно пренебречь как бесконечно
малыми величинами второго порядка. Затем, учитывая, что dsx = rkd<f
§ 96. Куполаи ds2 = xdty = г2 sin 9d<p, можно -сократить обе части равенства на
df diJ) sin ср. При этом получимилиГ1 Г2(XVI. 16)При помощи уравнений (XVI. 14) и (XVI. 16) представляется воз¬
можным аналитически определить напряжения для всевозможных купо:
лов вращения, если меридиональная кривая мате-
матически задана.Для шарового купола радиусом г
получим следующие выражения (рис. XVI. 31).1) Действие собственного весаВес купола в пределах от z = г до z = г
Gx = Fxg = 2 кг (r—z)g = 2ic г2 (1 — cos <f) g.Меридиональное усилие по формуле (XVI. 14)Тг =2пх sin f2%г (г — z)х®2тс —'2 (г-г)т. е.Tl — ~t + ze*или, выражая через <р:Ti-2кг2 (1 — COS Ср)
2яг sin2 у1 + COS у *(XVI. 17)
(XVI. 17а)По формуле (XVI. 16) при rt = г2 = гTt + Tt=rZ,гдеZ = gcos<f = g-jr,Кольцевое усилиет	„ ^ г2 + гг — *Tb = gr-g - = -r + z gилиrp	г	cos*2 ?= g COS ф — # —	 = 	у2 в т 6 1 + cos	1В замке, т. е. при <р = 0:Ti = T2= (сжатие).(XVI, 16а)(XVI. 18)
rg. (XVI, 18а)
576Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытияВ пол у шаровом куполе при о = 90°Тх = + gr (сжатие)иТ2 = — gr (растяжение),т. е. усилия равны по величине, но противоположны по знаку.
Горизонтальный распор куполаЯ = Gx ctg (р = 2тсг (г — г) - —-g.	(XVI. 19)У Тг—Шов перехода находится там, где распор наибольший, а кольцевая
сила Т2 = 0. При этом по формуле (XVI. 18)z2 — zr — r2 = 0; z— 0,618. г.По формуле (XVI. 18а)cos2 cp -f cos cp—1=0; <р = 51°49\Подставив величину z — 0,618 г в уравнение (XVI. 19), найдем
наибольший распор в шаровом куполе:^макс = 2xr2g • 0,3 = 0,3GX,т. е. наибольший распор составляет 0,3 от общего веса полушара.Необходимо отметить, что сферические купола с углом 2ср < 103°38'
от собственных кольцевых напряжений только сжаты, а при 2ср > 103°38'
появляется полоса растяжения у опорного кольца.2)Д ействие снегаНагрузка от снега принимается меняющейся пропорционально cos <р,
что соответствует равномерной нагрузке на горизонтальную проекцию,
равной р на 1 м2 (рис. XVI. 31). Следовательно:Рд = кх2р.Меридиональное усилие по формуле (XVI. 14)^ =	(XVI. 20)т 2%х —
ст. е. 7\ постоянно от замка до пят.Кольцевое усилие может быть получено из уравнения (XVI. 16а),
в которомz2Z = (р COS Cp) cos ср = Р COS2 Ср = р — .При этомТ2 = р^-р~ =£г(2г*-г*)	(XVI. 21)илиТг = р cos2cp.	(XVI. 21а)В замке, т. е. при z = г (<р = 0)Т1 = Т2 = + -у- (сжатие).
§ 96. Купола577В пяте при г = 0 (<р = 90°)7*= + (сжатие)Т2 = — (растяжение).
Горизонтальный распорН = Рх ctg © = 1ГЛГ2 — р — тс ]/72 — г2 гр.(XVI. 22)Шов перехода находится там, где Т2 — 0. При этом 2z~ = г2, откудаz = р= = 0,707г и <р = 45°,т. е. шов перехода при снеговой нагрузке располо¬
жен выше, чем при действии собственного веса.
Наибольший распор (при z = 0,707г)Ныакс = 0,5кГ*р,т. е. равен 0,5 от всей нагрузки.Большая величина распора от снега по срав¬
нению с распором от собственного веса объясняется
тем, что снеговая нагрузка сконцентрирована у
замка.Для конического купола с посто¬
янной толщиной стенок усилия Тг и Т2 выражаются
следующими формулами (рис. XVI. 32).1)	Действие собственного веса
Боковая поверхность конического купола5бок = 2тсг ~ = 2iuz ctg <р х-4— = кг2 -r-l9- ,
оок	2	ь,2 sin f	sin2 fМеридиональное усилие TL из уравнения (XVI. 14)
9 cos f	„ cos Фт - «&Т8 -	ч1 2кг sin f	2кг ctg f sin f 2 sin2(XVI. 23)tL = 00;Кольцевое усилие T2 определяется из уравнения (XVI. l(i) приоо;ЛГх1 •Т'2 = r2Z = г -j- g cos ? = r	cos <p;T — Г* rrтг — — ё>(XVI. 21)т. e. здесь кольцевое усилие не зависит от меридионального.
Б78Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытия2)	Действие снегаФормулы (XVI. 23) и (XVI. 24) сохраняют свое значение. Подставив
в эти формулы вместо g снеговую нагрузку р на наклонную поверхность
конуса, т. е. р cos <р, получим:Т1 = -Р col?	(XVI. 23а)1 2 sin2 f	v	7Ti = — pcos(f	 Z2p COS	zp COS3 <pztg2?(XVI. 24a)В конических куполах меридиональные и кольцевые усилия всегда
являются сжимающими.Практически для определения внутренних усилий купол разбивается
по высоте на несколько (3—5) равных частей (зон), для которых опреде¬
ляются меридиональные и кольцевые усилия. В соответствии с найден¬
ными усилиями подбирается кольцевая и меридиональная арматура.При невозможности создать безупречные условия опирания по кон¬
туру становится необходимым учесть дополнительные напряжения от
изгиба. Эти напряжения возникают главным образом по к р а я м, но
они могут появляться и по другим кругам, если какими-либо причи¬
нами вызывается неравномерность кольцевых напряжений, например
излом кривой при соединении коробовых дуг, изменение толщины стенки,
неравномерность нагрузки.Точно определить изгибающие моменты даже для простых случаев
(для конического, шарового куполов с постоянной толщиной стенок)
весьма сложно и практически неприемлемо, поэтому потребовались
приближенные решения.Наиболее удобным практическим методом расчета купола при поляр¬
но-симметричной нагрузке является метод проф. П. Л, Пастернака1.Как выяснено исследованиями, в тонких куполах изгибающие мо¬
менты и дополнительные распоры вследствие заделки вообще незначи¬
тельны (моменты достигают величины 0,1—0,2 тм/пог. ж). Эти изгибаю¬
щие моменты легко могут быть восприняты дополнительной меридиональ¬
ной арматурой.б)	Ребристые куполаВ то время как для гладких куполов при симметричной и отчасти
при несимметричной нагрузке статические условия широко освещены
и разработаны простые приближенные методы расчета, расчет ребристых
куполов, в особенности при несимметричной нагрузке, вследствие их
многократной статической неопределимости представляет значительные
трудности. Степень статической неопределимости ребристых куполов
зависит от числа кольцевых ребер. При симметричной нагрузке задача
существенно облегчается, так как число статически неопределимых
величин уменьшается.Из условия равенства упругих смещений меридиональных ребер
и колец в местах сопряжения находят статически неопределимые величины,
после чего могут быть определены изгибающие моменты в ребрах. При этом
числу колец п соответствует число п — 1 статически неопределимых
величин, которые определяются при помощи уравнений упругости.1 Е. А. Шебу ев, Железобетонные резервуары, бункеры и силосы, ОНТИ, 1935.
§ 97. Пологие оболочки579в)	Многогранные куполаРабота многогранных куполов представляет комбинацию балочного
и купольного действия оболочки; это дало возможность довести расстоя¬
ния между опорами таких куполов до 40 м, что трудно осуществимо при
обычных куполах вращения.Ребра, по которым пересекаются сводчатые оболочки, уподобляются
здесь торцовым плоскостям (диафрагмам) последних. Оболочка между
ребрами, работая как балка с большим моментом инерции, передает
собственный вес и временную нагрузку на ребра при помощи касательных
усилий, которые должны были бы вызывать в ребрах значительные изги¬
бающие моменты, если бы не было купольного действия. Вследствие нали¬
чия последнего возникают кольцевые усилия, которые при полярно-сим¬
метричной нагрузке вызывают в ребрах изгибающие моменты обратного
знака, почти целиком уничтожающие меридиональные изгибающие мо¬
менты.Приближенный метод расчета многогранных куполов основан на уста¬
новлении связи между многогранным куполом и вписанным в него куполом
вращения, благодаря чему расчет их приводится по существу к расчету
куполов вращения.§ 97. ПОЛОГИЕ ОБОЛОЧКИОбыкновенные цилиндрические оболочки выгодны для пролетов
примерно до 30 м; при больших пролетах следует уже переходить к пред¬
варительному напряжению бортовых и краевых элементов или к оболоч¬
кам двоякой кривизны.В этих оболочках нагрузка передается по двум
направлениям, благодаря чему уменьшаются нор¬
мальные напряжения; они также отличаются более
высокой устойчивостью, их поверхности не могут
быть развернуты подобно цилиндру или конусу, чем
и объясняется их большая жесткость на изгиб и
устойчивость. Все это позволяет с помощью оболочек
двоякой кривизны перекрывать большие пролеты по
сравнению с цилиндрическими или при одном и том
же пролете строить оболочки меньшей толщины.Практическое применение этого рода оболочек у нас стало возможным
благодаря успехам в разработке теории расчета так называемых пологих
оболочек двоякой кривизны г.К таким конструкциям относят оболочки, в которых отношение стрелы
подъема / к меньшей из сторон покрытия не превышает 1/6 — 1/5
(рис. XVI. 33). Оболочки двоякой кривизны, как и цилиндрические, могут
быть одноволновые и многоволновые, короткие и длинные.Короткие оболочки в продольном направлении опираются на торцовые
диафрагмы (арки с затяжками, стены), а в поперечном направлении всегда
снабжаются бортовыми или краевыми элементами. Бортовые элементы
крайних волн принимают уголкового сечения или прямоугольного, раз¬
витого в вертикальном направлении, а сечение краевых элементов рацио¬
нально принимать в виде прямоугольника, развитого в горизонтальном
направлении. Кроме того, целесообразно края оболочки* по контуру1 В. 3. Власов, Общая теория оболочек, Гостехтеоретиздат, 1949, ЦНИПС,
под редакцией В. 3. Власова, Экспериментальные теоретические исследования тонкостен¬
ных пространственных конструкций, Государственное издательство литературы по строи¬
тельству и архитектуре, 1952.Диафрагма^Рис. XVI. 33
580Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытияутолщать в 2—2,5 раза на ширине в V10—V15 от соответствующей величины
пролета.Средняя зона оболочки, как показали теоретические и эксперименталь¬
ные исследования, работает на осевое сжатие, и арматуру в ней ставят
по конструктивным соображениям.Продольные растягивающие усилия сосредоточиваются в бортовых
и краевых элементах и в прилегающих к ним зонам оболочки; для вос¬
приятия этих усилий арматура в основном располагается в бортовых
и краевых элементах.Рис. XVI. 34. Большепролетное шедовое покрытиеа — схема; б — общий видПоперечные изгибающие моменты возникают у краев оболочки,
достигая наибольшей величины в середине пролета и уменьшаясь до нуля
у опорных диафрагм; для восприятия их должна быть поставлена соот¬
ветствующая арматура.Сдвигающие усилия концентрируются в углах оболочки, где должна
быть поставлена двойная арматура.На рис. XVI. 34 приведены схема и общий вид большепролетного
шедового покрытия из пологих эллиптических оболочек двоякой кривизны,
нашедшего у нас с 1950 г. применение в строительстве одноэтажных
зданий текстильной промышленности.Оболочка для покрытия ячейки размерами 12 X 21 м имеет толщину6	см и окаймлена четырьмя криволинейными элементами, опирающимися
на колонны. Нижний криволинейный элемент по пролету 21 м развит по
высоте для образования подфонарной стенки и соединен четырьмя под¬
весками с верхним бортовым элементом оболочки соседней ячейки. Между
этими двумя криволинейными элементами располагается остекление
шеда.Конструкция покрытия обладает весьма большой жесткостью: при
испытании замеренный прогиб при расчетной нагрузке составлял в сере:
§ 98. Коноидальные оболочки581дине оболочки 6 мм, а в краевых элементах 3—4 мм, т. е. V4000—^зооо
пролета.Возведение этих покрытий было во многом облегчено применением
специальной передвижной опалубки, которая после возведения одной
ячейки покрытия площадью более 250 м2 без разборки перемещается на
новую позицию для возведения следующей ячейки (рис. XVI. 35).Верхнее строение опалубки состоит из ряда металлических ферм, по
которым уложены деревянные прогоны и опалубка из двух перекрестных
слоев досок.Рис, XVI. 35, Блок передвижной опалубки доя оболочек двоякой кривизныПо данным Гипролегпрома, применение этой новой конструкции
покрытия с ячейками 12 X 21 = 252 м2 по сравнению с шедовым покры¬
тием из цилиндрических длинных полуоболочек с ячейками площадью
144 м2 (рис. XVI. 5) обеспечило экономию в бетоне 26% и в арматурной
стали 32%. Применение передвижной опалубки снизило трудоемкость
работ по устройству опалубки в сравнении со стационарной почти в 11 раз.Оболочки двоякой кривизны были применены на предприятиях
легкой промышленности в Калинине, Вышнем Волочке, Минске. Эти обо¬
лочки имеют существенные технико-экономические преимущества перед
шедовыми покрытиями из цилиндрических полуоболочек.§ 98. КОНОИДАЛЬНЫЕ ОБОЛОЧКИВ зарубежной практике нашли применение оболочки двоякой кривиз¬
ны,. главным образом типа коноидов — гиперболические параболоиды
и др. Первые оболочки этого вида появились во Франции.Коноидом называется поверхность, образованная прямой (рис. XVI.
36, а), все время опирающейся при своем движении на прямую АВ
и на кривую С и в то же время параллельной плоскости Р. Поскольку
кривая С совершенно произвольная, можно иметь бесконечно большое
582Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытиячисло форм коноидов, но практически наиболее удобными направляю¬
щими являются парабола и прямая. В первом случае получается обыкно¬
венный коноид (рис. XVI. 36, б), во втором — гиперболический парабо¬
лоид (рис. XVI. 36, в). В последний входят два семейства прямых —семейство АХСХ и семейство В2С2. Эти поверхности имеют разную кривизну
в противоположных направлениях: кривая ОС имеет свои центры кривиз¬
ны, расположенные ниже поверхности, а кривая АВ — свои центры,
расположенные выше поверхности (рис. XVI. 36, б, в).Преимущество коноидов (гиперболических параболоидов) заклю¬
чается в том что вся опалубка, несмотря на кажущееся сложное очертаниеРис. XVI. 37. Схемы по¬
крытий из оболочек типа
коноидовоболочек, собирается из прямолинейных деталей (досок), направленных
по прямым, образующим поверхность коноида. Это же в большой части
относится и к арматуре.На рис. XVI. 37, а показана схема покрытия из нескольких коноидов,
в которых направляющей кривой является парабола и у которых точки С,
Сх одного свода в месте сопряжения совпадают с точками С', С\ другого
свода; эти точки соединяются затяжками, которые воспринимают распор
от покрытия. В свободных вертикальных (заштрихованных) промежутках
можно установить остекление. Остекленные поверхности могут быть очень
§ 98. Коноидальные оболочки583Рис. XVI. 38, Покрытие в виде двух
гиперболических параболоидов.значительными, если свод продолжен до прямой С'Си совпадающей
с затяжкой следующего свода. Однако чем более растягивается свод-
оболочка, тем он становится более плоским и жесткость его уменьшается.
На рис. XVI. 37, б ряд последовательно поставленных решетчатых ферм
поддерживает своды-оболочки.Пересечением ряда параболоидов,(рис. XVI. 37, в) можно образовать
покрытие над большой площадью, например в виде квадрата со стороной
40—60 му которое будет поддерживаться четырьмя стойками в углах,
жестко заделанными в фундамент и шарнирно соединенными с оболоч¬
ками. Здесь весь распор от покрытия передается на четыре затяжки,
расположенные по периметру, причем каждый треугольник (щипец)
можно рассматривать как раскос¬
ную ферму.В последние годы за рубе¬
жом — в Западной Европе, США
и особенно в странах Латинской
Америки—выполнено значительное
число подобных оболочек, причем
некоторые из них имеют пролеты,
достигающие 90 — 100 м* В Ла¬
тинской Америке (инж* Феликс
Кандела и Марко Сальвадор) осу¬
ществлены сооружения, в которых
использованы тонкостенные обо**
лочки вида гиперболических па¬
раболоидов и их сочетаний.Одно из этих сооружений — павильон астрофизики при универ¬
ситете в г. Мексико — поднят над уровнем земли и опирается на железо¬
бетонную эстакаду высотой 5 м. Покрытие пролетом 11 м имеет вид
двух оболочек типа гиперболических параболоидов, соединенных между
собой параболой (рис. XVI. 38), Для повышения общей жесткости соору¬
жение усилено тремя ребрами сечением 25 X 30 см. Оболочка армирована
сеткой из стальной проволоки диаметром 3 мм. Бетонировали ее на месте
в деревянной опалубке1. По этому же типу запроектирована оболочка
для покрытия танцевального зала.Другое сооружение, более значительных размеров (рис. XVI. 39),
представляет собой тонкостенное покрытие летнего ресторана в Лонг-
Биче (Калифорния, США) пролетом 61 м при толщине 5 см. Конструкция
спроектирована в виде седлообразной поверхности* представляющей
собой соединение трех отдельных гиперболических параболоидов. Поверх¬
ность этой оболочки также очерчивается прямыми линиями.Покрытие имеет в планэ форму шестиугольника и опирается на три
точки, расположенные в вершинах равностороннего треугольника со
стороной 61 м. Максимальная высота оболочки в средней части 12 м.Для повышения жесткости по наружному контуру покрытия и по
линиям пересечения параболоидов введены ребра, а также сделано утол¬
щение в замке. Для создания впечатления большей легкости всей
конструкции в целом ребра жесткости отодвинуты внутрь от краев обо¬
лочки.Оболочка армирована легкой стальной сеткой, а также отдельными
стержнями, расположенными в местах пересечения поверхностей и в реб¬
рах жесткости.1 М. А, Плакяда, Тонкостенные железобетонные оболочки, «Новая техника
в передовой опыт в строительстве» № 5, 1957.
584Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытияРаспор, создаваемый конструкцией, воспринимается фундаментами,
и в затяжках нет необходимости.Приведенная толщина бетона в конструкции составляет 8,7 см.Рис. XVI. 39. Покрытие б виде трех гиперболических параболоидова — фасад; 6 — общий видВ. СБОРНЫЕ ОБОЛОЧКИОсобые свойства оболочек, совмещающих в себе несущую и ограждаю¬
щую конструкции, вызвали стремление применять их для покрытий
зданий и в виде сборных конструкций.Уже имеются случаи применения в строительной практике сборных
оболочек как цилиндрических, так и двоякой кривизны.§ 99. СБОРНЫЕ ЦИЛИНДРИЧЕСКИЕ ДЛИННЫЕ ОБОЛОЧКИДля покрытий не слишком больших пролетов выгодными оказались
сборные цилиндрические цельные оболочки размерами 5x5; 5 X 10
и 3,4 X 15 м при толщине самой оболочки 4 см, а бортовых элементов
и торцовых диафрагм — 6 см (рис. XVI. 40, а).Оболочки могут опираться торцовыми диафрагами на стены
(рис. XVI. 40, б), прогоны или на колонны (рис. XVI. 40, в). Такими
§ tOO. Сборные оболочки двоякой кривизны585оболочками^ можно перекрывать пролеты до 15 м, причем не представляет
затруднений и устройство световых фонарей. Оболочки изготовляются
в железобетонных матрицах.-L&15м-В) \2\г-7J5-15J3M-.. , ^/Ф18
1Ф!дРазрез по 1-1150
-5,00мРазрез по 2-2Рис. XVI* 40. Сборные цилиндрические оболочкиЦилиндрические оболочки больших пролетов также могут осуществ¬
ляться сборными из крупноразмерных элементов цилиндрического очер¬
тания.§ 100. СБОРНЫЕ ОБОЛОЧКИ ДВОЯКОЙ КРИВИЗНЫЕще более выгодными в статическом отношении являются сборные
купола и другие оболочки двоякой кривизны, которые могут образовы¬
вать покрытия, отличающиеся почти безмоментным напряженным состоя¬
нием и высокой жесткостью.Сборные купола (как и сборные оболочки) могут.быть осу:
ществлены из отдельных элементов разных видов (рис. XVI. 41), т. е.
с боковыми ребрами, с одним средним ребром и пр. Элементы между
собой соединяются обычными приемами — путем сварки закладных
частей с последующим замоноличиванием.Уже осуществлены сборные купола диаметром 30 м из 64 секторов
(ФРГ) и диаметром 40 м (в Берлине).Пологие с б.о рные оболочки были * предложены
И. А. Догановым (Болгария) ЧПокрытие каждой ячейки между четырьмя колоннами представляет
собой оболочку двоякой кривизны, состоящую из отдельных тонкостей:‘ И. А. Дога нов, Возведение сборных железобетонных оболочек, «Строительнаяпромышленность» № 2. 1955.
586Гласа XVI. Тонкостенные пространственные покрытияных элементов двоякой кривизны (рис. XVI. 42, а и б). При этом крайние
элементы ограничены ребрами с трех сторон, а средние — с двух.Продольные диафрагмы образуются из сборных железобетонных арок
таврового сечения и ребер элементов оболочки (рис. XVI. 42, в), а попереч:
ные бортовые элементы только из ребер крайних элементов оболочки.При пролетах оболочки 6 —Рис. XVI. 41. Сборные куполаа — общий вид; 6 — отдельные элементыпродольном направлении толщина покрытия в большинстве случаев не
превышает 3 см.Элементы оболочки изготовляются в бетонных матрицах, а при съеме
с матриц, транспортировании и монтаже усиливаются путем установкипо их краям, не имеющим
ребер, металлических инвен¬
тарных ферм. Последние сое¬
диняются с оболочкой бол¬
тами, пропускаемыми через
забетонированные трубки; по
затвердении раствора в сты¬
ках элементов фермы сни¬
маются.Соединение отдельных
сборных элементов осущест¬
вляется посредством выпу¬
сков арматуры и заполне¬
ния швов быстротвердеющим
раствором. Однако учиты¬
вая, что в стыках элементов
сборной оболочки появляют¬
ся только сжимающие на¬
пряжения и незначительные
срезывающие напряжения,
нет особой необходимости
соединять выпуски арматуры
в стыках.Расчет конструкции про¬
изводится также по общей
теории пологих оболочекВ.	3. Власова,
по конструкциям отдельных
сборных элементов. Так, вместо элементов с бортовыми ребрами при:с) Разрез 1-1 6) Разрез 3-3
—[£—I зРис. XVI. 42. Элементы покрытия из сборных обо¬
лочек двоякой кривизныа— средний элемент оболочки; б — крайний элемент обо¬
лочки; в — арки, по которым укладывают элементы
двоякой кривизныИмеется ряд и других предложений
§ 100. Сборные оболочки двоякой кривизны587менимы элементы с одним средним ребром или со средним и попереч¬
ными ребрами. Возможные размеры сборных элементов определяются
в основном грузоподъемностью кранов и условиями транспортирова¬
ния; имеются случаи применения элементов размерами 5 X 21 м при
весе 30 т.Эти покрытия, как и монолитные двоякой кривизны, отличаются
большой экономичностью.В качестве примера сборных оболочек значительных раз¬
меров с применением предварительного напря¬
жения можно привести железобетонные оболочки двоякой кривизны,
размерами в плане 40 X 40 м> осуществленные в 1956 г. в Ленинграде
(в Автове)1. Две такие оболочки перекрывают участок 40 X 100 м между
двумя существующими корпу¬
сами. Между оболочками в по¬
перечном направлении (рис.XVI. 43) устроен световой фо¬
нарь.Оболочка состоит из желе¬
зобетонных плит секторного
очертания толщиной 5 см, рас¬
положенных тремя концентриче¬
скими поясами и образующих в
собранном виде сферическую
поверхность; в плитах остав¬
лены круглые отверстия для
остекления. Оболочка имеет по
периметру четыре диафрагмы в
виде ферм, с предварительно
напряженным нижним поясом.Для восприятия главных растягивающих напряжений в угловых
и контурных плитах уложено 16 пучков высокопрочной проволоки диа¬
метром 5 мм, с пределом прочности 15 000 кг/см2) при помощи этих
пучков произведено предварительное обжатие бетона угловых зон обо¬
лочки.Опорами каждой оболочки служат четыре железобетонные ко¬
лонны.Сборка оболочки была произведена на уровне земли, непосредственно
на месте подъема; для сборки использованы легкие инвентарные металли¬
ческие подмости.По окончании сборки и испытания пробной нагрузкой каждая оболочка,
была поднята и поставлена на колонны. Подъем каждой оболочки весом
570 т был осуществлен при помощи четырех ленточных подъемников.
Руководство подъемом производилось со специального пульта управле¬
ния с обеспечением одновременного подъема всех четырех углов оболочки.
Подъем оболочки на высоту 13,5 м, считая перерывы, продолжался
10 ч. 20 м. Установка колонн производилась гусеничным краном грузо¬
подъемностью 25 т.Кроме этих сферических оболочек, там же, в Автове, осуществляется
сборное покрытие размерами в плане 76 X 100 м из оболочек двоякой
кривизны (типа бочар), с напряженными затяжками; размер каждой
оболочки 7,5 X 100 м при толщине 6 см. Оболочка разделена попереч*
ными швами на 13 секций, изготовленных в бетонных матрицах.1	Конструкция оболочек разработана Проектным институтом № 1 Министерства строи¬тельства СССР и осуществлена Строительным трестом № 20 Главленинградсгроа.
688Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытия§ 101. ТОНКОСТЕННЫЕ ВОЛНИСТЫЕ СВОДЫ
(МОНОЛИТНЫЕ, СБОРНО-МОНОЛИТНЫЕ И СБОРНЫЕ)Конструкция тонкостенных волнистых сводов так же, как и других,
основана на совместной пространственной работе тонких плит; поперечные
сечения их в зависимости от предъявляемых к ним требований могут быть
различными (рис. XVI. 44). Волнистые своды одновременно служат и
несущей, и сплошной ограждающей конструкцией. Для больших пролетов
(более 25 м) тонкостенные своды являются одним из рациональных ти¬
пов конструкций.Этот тип покрытия впервые (в 1920 г.) был применен во Франции
Фрейссине при постройке двух эллингов для дирижаблей в Орли, близ
Парижа. Каждый из этих эллингов 1 представлял собой свод пролетом
80,74 м и высотой 54 м при длине 300 м (рис. XVI. 45).Жесткость свода обеспечивалась волнистым его
сечением без каких-либо выступающих ребер изну¬
три или снаружи эллинга. Каждая волна длиной7,5	м имела высоту от 3 до 5,4 м (меньше вверху и
больше у опор).Каждый эллинг, состоящий из 40 волн оболоч¬
ки, был забетонирован при помощи одного звена
опалубки, перемещаемой на подвижных подмостях.
Опалубка после 40 оборотов находилась к концу
работ в исправном состоянии.По подобной же схеме построен эллинг в Севилье
(Испания), имеющий еще большие размеры, чем в
Орли, а именно: пролет 126 м и высоту 58 м при
длине 256 м.Из современных большепролетных волнистых сво¬
дов можно указать на покрытие одного из выставоч¬
ных залов в Турине (рис. XVI. 46) пролетом 95 му
возведенное в 1949 г. Здесь волнистый свод собирался из заранее изго¬
товленных сборных элементов длиной 4,5 м при ширине волны 2,5 м
и высоте 1,45 м> имеющих с одного конца диафрагму - жесткости. Сбор¬
ные элементы изготовлялись по способу инж. Нерви из армоцемента
(см. § 6, п. 1) в гипсовых формах вблизи сооружения.После установки волнистых армоцементных элементов, поддержи¬
ваемых легкими подмостями, по впадинам и гребням волн укладывалась
необходимая арматура, которая затем была забетонирована в съемной
опалубке.По существу конструкция этого свода относится к с б о р н о-м оно-
л и т н ы м; он опирается на монолитные опоры с консолями. На каж¬
дой боковой стороне волны сборного элемента имеются световые проемы
высотой 97 см и шириной, почти равной всей длине элемента.За 1 день укладывали и замоноличивали в среднем по 20 сборных
элементов (около 200 м2).Надо заметить, что осуществленная конструкция покрытия является
выгодной и рациональной при мягком климате Италии. В климатических
условиях СССР применение ее возможно не повсеместно.Заслуживает внимания разработанная украинским НИИ сооружений
конструкция волнистых тонкостенных сводов для покрытий промышлен¬
ных зданий2.Рис. XVI. 44. Сечения
тонкостенных волни¬
стых сводов1	Разрушены во время второ# мировой войны.2	А. А. Цейтлин, Сборные железобетонные тонкостенные покрытия промышлен¬
ных зданий, «Строительная промышленность» № 9, 1957.
§ 101. Тонкостенные волнистые своды*589Свод составляется из ряда вогнутых волн по форме одно¬
полостного гиперболоида вращения, обладающего свойством линей-
чатости. Каждая волна собирается из однотипных панелей двоякой кри¬
визны (рис. XVI. 47). Форма волн свода обеспечивает хороший сток воды,
так как продольные стыки
между волнами располо¬
жены на гребнях.Номинальная ширина
панелей принята 2 м
(1 990 мм) — удобная для
транспортирования на ав¬
томобиле. Толщина пане¬
лей 3—4 см, а продольных
ребер, развитых в гори¬
зонтальном направлении,4,5—6 см. Марка бетона
300 — по условиям транс¬
портирования.Ввиду линейчатой по¬
верхности панелей пред¬
ставляется возможным
армировать их ромбовид¬
ными сварными сетками
из основных прямых стерж¬
ней диаметром 3—5 мм и
двух пар стержней про¬
дольных ребер (диаметром
8—12 мм), к которым при¬
вариваются контактной
точечной сваркой основ¬
ные стержни, а также за¬
кладные части для соеди¬
нения волн между собой.По низу волны полезно
укладывать 1—2 продоль¬
ных стержня диаметром
8—12 мм, за счет которых
может быть снижен расход
стали на ромбическую
сетку. Каркасы торцовых
поперечных ребер пред¬
ставляют собой криволинейные фермочки с верхним поясом из полосовой
стали, служащим для стыкования панелей, нижним поясом из стержней
диаметром 8—12 мм и решеткой из стержней диаметром 3—5 мм.Стыки панелей выполняются с применением дуговой электросварки,
после чего они замоноличиваются бетоном (раствором).В зависимости от назначения здания свод, образуемый из вогнутых
панелей, может опираться непосредственно на фундамент (рис. XVI. 47)
или на продольные стены или колонны; во втором случае распор воспри¬
нимается затяжками. Испытания конструкции подтвердили ее надежность.Независимо от этого в Ленинградском филиале Академии строитель¬
ства и архитектуры СССР разработана сводчатая конструкция тоже из
вогнутых волн 15 X 1,5 м в плане и глубиной 0,5 м, которая при¬
менена для покрытия нового колхозного рынка Московского района
(рис. XVI. 48). Отличие этой конструкции от предыдущей состоит втом,Разрез по 1-1Размеры в м и мы
Рис. XVI. 45. Волнистый свод эллингов (в Орли)
а — общий вид; б — деталь свода
5(j0Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытияРазрез/-/1	лРис. XVI. 46. Покрытие выставочного зала в Турине (Италия) в виде волнистого свода
а — поперечный разрез; б — деталь свода; 1 — готовые элементы; 2 — их стыки; 3 — фонарные пере¬
плеты; 4 — арматура и бетон, укладываемые на местеРис. XVI. 47. Сборный
свод из вогнутых волна — общий вид панели; б —
арматурный каркас; в —
схема покрытия;1 — продольное ребро; 2—по¬
перечное ребро; 3 — заклад¬
ные детали; 4 — стержни про¬
дольных ребер; 5 — стержни
по низу волны; 6 — ромбо¬
видная сетка; 7 — каркас
поперечного ребра; 8 — па¬
нель длиной 6 м\ 9 — панель
длиной 4 м; 10 — сборный
железобетонный фундамент
§ 102. Технико-экономические соображения по выбору типа оболочекчто здесь волна выполнена целиком на весь пролет и при толщине всего2	см, причем она армирована двумя частыми сетками с ячейками 1 см,
из проволоки d = 0,7 мм и круглыми стержнями между ними.По 1-1Испытания волны показали избыточный запас прочности против
расчета: Эта конструкция дает значительную экономию материалов:
приведенная толщина бетона 4,2 см, расход стали 4 кг на 1 м2.§ 102. ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКИЕ СООБРАЖЕНИЯ ПО ВЫБОРУ ТИПА ОБОЛОЧЕКВ послевоенные годы Гипротис для выявления оптимальных решений
одноэтажных промышленных зданий, возводимых* с применением пере¬
движной опалубки, произвел исследование длинных, коротких и шедо-
вых оболочек.Оказалось, что длинные и короткие оболочки при сетке колонн 12 X
X 18 м по расходу материалов практически равноценны. Однако короткие
оболочки имеют некоторые преимущества как в отношении возведения,
так и в отношении эксплуатационных качеств. Они имеют меньшую
кривизну, что облегчает укладку бетона; упрощается устройство всякого
рода проводок и подвесного транспорта. Поэтому они у нас и находили
почти исключительное применение; технико-экономические показатели
592Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытияэтих оболочек: приведенная толщина бетона 15,6 см, расход стали на 1 м2
пола 16 кг*.На предприятиях легкой промышленности для одноэтажных зданий
с верхним светом продолжительное время применялись шедовые покрытия
с цилиндрическими длинными полуоболочками (рис. XVI. 5), а с 1950 г.
начали строить и шедовые покрытия из оболочек двоякой кривизны.
Последний тип покрытий, как показали исследования, дает значительные
технико-экономические преимущества, а именно, при приведенной тол¬
щине бетона 11,2 см и расходе стали 12,3 кг/м2 достигается экономия в бе¬
тоне 26%, а в стали 32% по сравнению с покрытием из цилиндрических
полуоболочек. К этому еще надо прибавить и значительно большие раз¬
меры сетки колонн (12 X 21 м), облегчающие размещение различных
текстильных производств. Таким образом, при наличии передвижной
опалубки бесспорное преимущество остается за покрытием из оболочек
двоякой кривизны.При выборе конструкций для покрытий больших пролетов особого
вниманий заслуживают сборные оболочки. Как следует из предыдущего,
сборные оболочки, особенно оболочки двоякой кривизны, требуют наи¬
меньшего расхода бетона и стали (приведенная толщина 4,2—6 см и расход
стали 4—6,5 кг/м2). Необходима дальнейшая работа по их изучению
и освоению, учитывая их исключительные производственные и экономи¬
ческие преимущества.К. Н. Карташов, Железобетонные и бетонные конструкции в промышлен¬ных зданиях и сооружениях, «Строительная промышленность» № 8, 1955.
ГЛАВА XVIIЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ
ПРОМЫШЛЕННЫХ, СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ
И ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙА. СБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
ПРОМЫШЛЕННЫХ И СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ§ 103. ТИПОВЫЕ КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИЙ,ЭЛЕМЕНТЫ КАРКАСАОдноэтажные промышленные здания — однопролетные и многопро¬
летные — могут иметь чисто железобетонные или смешанные конструк¬
ции. Во-первых все основные несущие элементы здания — железобетон¬
ные, во-вторых могут быть несущие кирпичные стены, несущие стальные
конструкции покрытия.Для одноэтажных промышленных зданий еще с 1932 г. была вве¬
дена модульная система, и для пролетов применяется по настоящее время
укрупненный модуль 3 м. Было установлено, что наиболее выгодное
расстояние между железобетонными рамами или колоннами в продоль¬
ном направлении равно 6 м\ в поперечном направлении величины проле¬
тов приняты кратными модулю (полушагу колонн), т. е. 6, 9, 12, 15, 18,
24, 27, 30 м. Величина пролета и число их в каждом случае определяются
технологическими условиями и отчасти экономическими соображениями.Высота помещений от уровня чистого пола до низа несущих конструк¬
ций покрытия в зданиях без мостовых кранов при наружном отводе воды
установлена в 4—5 м\ при внутреннем отводе воды 5—6 м.Высота от уровня пола до головки подкранового рельса в зданиях
с мостовыми кранами — 6, 8 и 10 м\ при этом расстояние от пола до низа
несущих конструкций покрытия должно быть кратным 0,2 м.Установление типовых секций на базе основных параметров позво¬
лило уже широко типизировать конструкции отдельных элементов зданий.Для промышленных зданий и сооружений массового строительства
установлена (для обязательного применения) номенклатура сборных
железобетонных изделий.Однако для зданий специфического назначения отдельных отраслей
промышленности, как, например, для главных корпусов тепловых элек¬
тростанций, корпусов текстильных фабрик и др., могут применяться
сборные конструкции других типов и размеров после утверждения их
в надлежащем порядке.На рис. XVII. 1 у а приведен поперечный разрез типового бескрано-
вого здания с сеткой колонн 15 X 6 м и высотой 7 му а на рис. XVII. 1, б—
разрез типового здания механосборочного цеха с мостовыми кранами
высотой 13 и 10 л*.Каркас этих и других подобных зданий состоит из типовых колонн
(стоек), защемленных в фундаментах стаканного типа, из фундаментных,
а также подкрановых балок; стены таких зданий чаще всего бывают
^94	. Глава XyjJ, Железобетонные конструкции одноэтажных зданий•ЯXЯ§и333Iло.90)&воС>XоЯСи
§ 103. Типовые конструктивные решения промышленных зданийсамонесущими. При значительной высоте здания стены могут быть кар¬
касными и в соответствии с этим могут потребоваться обвязочные балки.. Колонны и отдельные фундаменты были рассмотрены в главах VI,
VII и XIV. Здесь остановимся только на некоторых деталях типовых
колонн.о)Hof-f□«да1VD.OOO2-о-501?'-2Шттгт,оПо 1-16000-^■6000—^
По 2-2Рис. XVII. 2. Типовые колонны
а — бескрановые; б — крановые прямоугольного сечения; з —крановые двутаврового сеченияТиповые колонны крайних рядов бескрановых зданий делают без
верхней консоли, колонны же средних рядов снабжены консолями для
опирания на них ферм или балок покрытия (рис. XVII. 2, а); сечение
колонн должно быть не менее 30 X 30 см.Крановые колонны все выполняются
без верхних консолей (рис. XVII. 2, б, в).Ширина сечения этих колонн при кранах
до 30 m включительно должна быть не
менее 40 см, а при кранах более 30 пг —
не менее 50 см.Согласно утвержденной номенкла¬
туре, типоразмеры колонн разделяются
на четыре группы в соответствии с гру¬
зоподъемностью кранов: 5 т, 5 и Ют,15 и 20 т и 30 т. В них принято единое
(0,75 м) расстояние от оси подкранового
пути до разбивочной оси, в результате
чего средние колонны получаются симме¬
тричными. Затем принята так называе¬
мая нулевая привязка, при которой раз-
бивочная ось ряда наружных колонн про¬
ходит по их наружной Грани, а не на
расстоянии 20 см от нее (рис. XVII. 3),
это дало возможность обойтись в покры¬
тии без доборных элементов для заполнения просвета между стеной и край*
ней плитой настила.В бескрановых зданиях колонны принимаются сплошного прямо¬
угольного сечения, а в зданиях, оборудованных кранами, сплошногоРис. XVII. 3. Нулевая привязка
продольных и торцовых стен
ЙЙ - -	-Глава XVill Железобетонные конструкции одноэтажных зданийпрямоугольного, двутаврового (рис. XVII. 2, в) сечения или двухвет?
венные.Двухветвенные колонны (см. рис. VII. 2, г) рекомендуются при грузо¬
подъемности более 30 т, а при кранах грузоподъемностью 15 и 20 m —
при отметке головки подкранового рельса более 10 м. Колонны двутавро¬
вого сечения и двухветвенные требуют расхода бетона на 30—40% меньше,
чем прямоугольные.О	расчете колонн, заделанных в. фундамент и шарнирно связанных
с несущей конструкцией, было сказано в главе XV. Кроме того, колонны
должны проверяться на усилия, возникающие при транспортировании
и монтаже.Для обеспечения надлежащей жесткости колонн по обоим направлениям реко¬
мендуются следующие предельные отношения размеров поперечного сечения и высот;1)	для колонн в бескрановых зданияхh-J_ A_l_Н - 25 и Н = 25’где Н — полная высота колонны, считая от верха фундамента;
bah — ширина и высота поперечного сечения;2) для колонн в зданиях с кранами
Лн 1Jf — — ПРИ кранах грузоподъемностью до Ют;/J 1Jf= 12 ~ при кРанах грузоподъемностью более 10 т;Ьн 1•щ = 25 — для всех случаев,где Нн — высота колонны от верха фундамента до верха подкрановой балки;Ьн и hn — размеры сечения нижней части колонны.При подборе сечения за расчетную длину колонн принимается:
при расчете колонн в плоскости несущих конструкций покрытия:1)	для колонн бескрановых зданийа)	в однопролетных зданиях/0 = 1,5//;б)	в многопролетных зданиях/0 = 1,25Я;2)	для колонн зданий с кранамиа)	для подкрановой части колоннпри учете крановой нагрузки	__i0 = и*б)	то же, без учета крановой нагрузки;= 1»25//ц!в)	для надкрановой части колонны/0 = 2 Нв.при расчете колонн в плоскости, нормальной к плоскости несущих конструкций
покрытия:1)	для колонн бескрановых зданий
§ 103. Типовые конструктивные решения промышленных зданийШ2)	для колонн зданий с кранами:
а) для подкрановой части колоннб) для надкрановой части колоннIn = НВПо 11Рис. XVII. 4. Консоли и стык колонна — средней; б — крайней; в — деталь стыка; 1 — анкеры для подкрановой балки; 2 — сварка;3 — накладка; 4 — сетка; 5 — бетон марки 300 на расширяющемся цементеКрановые колонны для опирания подкрановых балок снабжены
консолями, выше которых колонну (надкрановую часть) делают часто
меньшего сечения (рис. XVII. 4).Колонны рекомендуется изготовлять цель¬
ными, но по условиям транспортирования для
длинных колонн допускается, устройство стыка
выше подкрановой консоли (рис. XVII. 4, б).Консоли делаются со скосами обычно под
углом 45° или больше к горизонту. Высота над¬
крановой части установлена из условия приме¬
нения сборных железобетонных подкрановых ба¬
лок пролетом 6 м.Размеры сечений консолей (рис. XVII. 5),
согласно НиТУ 123-55, определяются, как пра¬
вило, из условия Q < mRpbh0t при соблюдении
которого поперечная арматура в коротких кон¬
солях (/к < 0,9h0) ставится по конструктивным
соображениям. Когда высота консолей ограничена
и указанное условие не может быть удовлетво¬
рено, допускается меньшая высота, но при-обя-mRHbh0Рис. XVII. 5зательном соблюдении условия Q <Высота консолей для сборных подкрановых балок у края hK должна
приниматься не менее 30 см при кранах грузоподъемностью 5 т, не менее
40 см при кранах грузоподъемностью 10 m и не менее 50 см при кранах
грузоподъемностью 15 и 20 т.В консолях ставят горизонтальные хомуты диаметром 6—10 мм
через 15 см и отгибы; последние рекомендуется направлять из угла в угол.
Глава XVIIУ Железобетонные конструкции одноэтажных зданийСечение отгибов определяется по формулеЯF = m
0 2 mHmaRa sin а *где а—угол наклона отгибов к верхней грани консоли.Бетон для колонн следует принимать марки не ниже 200. В качестве
арматуры рекомендуются сварные каркасы, при этом в оголовках колонн
без консолей должны быть проложены на высоту 25—30 см поперечные
сварные сетки из стержней диаметром 5 мм с ячейками 50 X 50 мм.В консолях и надкрановой части колонны должны быть предусмот¬
рены закладные части для крепления подкрановых балок.В колоннах крайних рядов для обеспечения связи со стенами сле¬
дует по наружной грани колонн предусматривать выпуски стержней
диаметром 4—6 лш, длиной 25 см и с шагом 50 см.Рис. XVII. 6. Опирание фундаментных балок
/ — бетонный столбик; 2 — гидроизоляцияСтены, особенно каркасные, должны осуществляться из возможно
более легких и малотеплопроводных материалов, таких, как шлако-,
пемзо-, керамзитобетон, затем из эффективного (дырчатого) кирпича,
из комбинации кирпича с термоизоляционными материалами (газо- и пено¬
бетон, минераловатные плиты и др.), а также из стеновых панелей — хо¬
лодных и утепленных.Сборные фундаментные балки выполняются разрезными
длиной на 50 мм меньше шага колонн. Сечение фундаментных балок
принимается прямоугольным или трапецеидальным (рис. XVII. 6), при¬
чем высота сечения при шаге колонн 6 м принимается постоянной, равной
45 см. Концы балок опираются на верхний уступ фундамента или на бетон¬
ные столбики.Обвязочные балки, связывающие наружные колонны и передающие
на них нагрузку от заполнения, имеют, как правило, L-образное или
прямоугольное сечение; L-образное — при стенах в 1 х/2 кирпича (или1	камень); прямоугольное — при стенах в 1 кирпич (или V2 камня). Эти
балки нередко служат перемычками. Крепление обвязочных балок к ко¬
лоннам осуществляется болтами или приваркой накладок к закладным
частям (рис. XVII. 7).В основных цехах заводов черной металлургии для заполнения желе¬
зобетонного, а также и стального каркаса возможно широкое применение
крупноразмерных плит — стеновых панелей, для отапливае¬
мых производственных зданий могут найти применение утепленные сте¬
новые панели.
§ 103. Типовые конструктивные решения промышленных зданий599Стеновые неутепленные панели выполняются с номинальной
длиной, равной шагу колонн, и шириной 1,5 м (5980x 1485 мм) —
сплошные и с оконными проемами. Они представляют собой ребристую
плиту (рис. XVII. 8, а); высота продольных и поперечных ребер 200 мм
при толщине плиты 40 мм; наружный слой толщиной 15 мм следует выпол*
нять из морозостойкого фактурного бетона марки не ниже 200. В цоколь¬
ных панелях рекомендуется толщину плиты увеличивать до 90 мм.Панели армируются сварными каркасами и сетками.По /-/По 2-2yW\ (А¥111! 11	111		v4--100*8Рис. XVII. 7. Крепление обвязочной балки к колонне
1 — болт; 2 — монтажная петля; 3 — соединительная планкаУтепленные стеновые панели могут быть образованы из
железобетонной плиты с ребрами, обращенными внутрь помещения, и за¬
полнения из пористого термозитобетона, поверх которого устанавли¬
вается легкая сварная сетка и наносится фактурный цементный слой
на шлаковом песке толщиной 20 мм (рис. XVII. 8, б). Общая толщина!
панели 260 мм. Подобные панели применялись Криворожстроем.Другим видом утепленных стеновых панелей являются армопенобе-
тонные плиты автоклавного изготовления с фактурным слоем толщиной
35 мм (рис. XVII. 9) из бетона или раствора (марки 200—100) с добавле-1
нием красителей. Такие плиты армируются двумя сетками, располагае¬
мыми у обеих поверхностей; между сетками устанавливаются плоские
каркасы, привариваемые к стержням сеток.	'Крепление панелей к колоннам рекомендуется выполнять при помощи
болтов и закладных деталей. Для обеспечения непродуваемости стыков:
установка панелей производится на цементном растворе.Стеновые панели рассчитываются: а) на усилия от собственного веса,
возникающие при транспортировании и монтаже панелей; б) на ветровую
нагрузку и усилия, возникающие при работе панели как перемычки
с пролетом 6 м, и в) на усилия от собственного веса, нагрузки от парапета
или фронтона и ветровой нагрузки — на глухом участке стены.
*■600 - - - Г лава XVII,' Железобетонные конструкции одноэтажных зданий
§ 104 Типовые конструктивные решения сельскохозяйственных зданий601-ж-§ 104. ТИПОВЫЕ КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ
СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙПрименение сборных железобетонных конструкций в сельскохозяй¬
ственном строительстве обеспечивает огнестойкость и долговечность зда¬
ний, а также уменьшение расходов на ремонт, экономию леса и существен¬
ное снижение трудоемкости.Рис. XVII. 10. Сельскохозяйственные зданияа—коровник; б — мастерская; /—колонна; 2—односкатная балка; 3 — двускатная .балка;
4— ребристый настил; 5 — железобетонная стенка ограждения; 6 — кормушка; 7 — шпренгельна»
\)ерма; 8 — прогоны; 9 — покрытие по сборным железобетонным ребристым плитам; 10 — подкрано¬
вая балкаиВ большей части в сельскохозяйственных постройках применяются
такие же железобетонные конструктивные элементы, как в одноэтажных
промышленных зданиях. Некоторым отличием является принятая модуль¬
ная сетка: в поперечном направлении 1,5 м, в продольном 6 ж; рекомен¬
дуются пролеты 6; 7,5; 9; 10,5 и 12 м.В разработанных типовых проектах сельскохозяйственных построек
предусмотрено широкое использование сборных железобетонных кон¬
струкций г. К таким постройкам относятся: коровники, свинарники,
конюшни, здания мастерских, зернохранилища, теплицы, парники и пр.На рис. XVII. 10, а приведен разрез типового трехпролетного коров¬
ника на 206 голов, размерами 92 X 21 м. Средний пролет здания — 9 м,
крайние — по 6 м. Наружные несущие стены — кирпичные толщиной1 Сборные железобетонные конструкции в сельском строительстве, «Бюллетень строи¬тельной техники» № 10, 1955,
Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданий51 см, внутренние колонны — железобетонные сборные на сборных желе¬
зобетонных фундаментах. Несущими конструкциями покрытия являются
двускатные и односкатные балки, по которым укладывают коробчатый
(ребристый) настил. Внутреннее оборудование — кормушки й огражде¬
ние стойл — тоже из железобетона. Ограждение принято в виде моно¬
литной стенки толщиной 8 см.На рис. XVII. 10, б приведен разрез здания мастерской раз¬
мерами 54 х 24 м, здание тоже трехпролетное: средний пролет — 12 м,
два боковых — по 6 м. Наружные несущие стены — кирпичные, внутрен¬
ние колонны железобетонные — расположены с шагом 6 м, на консолях
колонн — подкрановые балки для 3-тонного мостового крана; фундаменты
Ьод колонны — сборные железобетонные. Несущими конструкциями по¬
крытия являются: в боковых пролетах — тавровые балки, а в среднем
пролете — шпренгельные фермы. По несущим конструкциям уложены
тавровые прогоны, а по ним железобетонные ребристые плиты.Вместо шпренгельных ферм более целесообразны здесь двускатные
тавровые балки с многорядной арматурой.Перемычки над оконными и дверными проемами — тоже сборные
брусковые.Соединение элементов предусмотрено при помощи сварки.Из сборных же железобетонных элементов запроектированы парники
и теплицы; последние пролетом до 14 м.	\§ 108. ПРОГОННЫЕ И БЕСПРОГОННЫЕ ПОКРЫТИЯВ промышленном строительстве применяются две системы покрытий:
прогонная и беспрогонная. В первой — по несущим конструкциям укла¬
дываются прогоны, а по ним мелкие сборные плиты, во второй — по
несущим конструкциям непосредственно укладываются крупноразмерные
плиты (панели).1.	Прогонная система покрытия; прогоны и плитыПервоначально по несущим конструкциям покрытия укладывались
стальные прогоны прокатных профилей, но это требовало большого рас¬
хода стали. Поэтому перешли на железобетонные прогоны сначала та¬
врового сечения, а потом Г-образного, более простого в изготовлении.
Однако в результате наличия значительных крутящих моментов такие
прогоны потребовали усиления, и появился прогон трапецеидального
сечения*В практике проектирования приняты два типа прогонов — тавро¬
вые и трапецеидальные.Для большей устойчивости тавровые прогоны запроектированы
(Гипротис) с подрезкой концов (рис. XVII. 11, а). Крепление этих про¬
гонов к несущим конструкциям выполняется с помощью болтов или
с'помощью дуговой сварки. В первом случае в несущих конструкциях
должны быть в соответствующих местах предусмотрены выступающие
коротыши уголков, а во втором — плоские закладные детали.Трапецеидальные прогоны (Промстройпроект) предусмотрены двух
типов (рис. XVII. 11, б): с симметричным сечением для укладки вдоль
конька или ендовы покрытия и с несимметричным сечением для укладки
по скату покрытия. Крепление прогонов осуществляется приваркой опор¬
ных планок к закладным деталям несущей конструкции.
§ 105. Прогонные и беспрогонные покрытияDSC'■OS-ппйшаннпз яэд00Агг*/7Г£8т'i
S 01Jт-Г TmostZSAj_§
woUsi *riSt£зк
о
fe «
2 ч>Xd
s « ’a 21
604Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийПо подсчетам Промстройпроекта, трапецеидальные прогоны требуют
примерно на 7% меньше стали, чем тавровые х.Еще более выгодными являются предварительно напряженные («стру¬
нобетонные») прогоны 2 корытного (швеллерного) сечения (рис. XVII. 11, в)
при плитах длиной до 3 м из ячеистого бетона. Крепление прогонов пре¬
дусматривается на бол-
^ 2	тах посредством угол--»|«« 25 *Y~25+\+-25~\+25 ~\~-2б -»| ков или на сварке. При-а)-32г-II	ГГ П лп	Г1—тг\ч LI II II и II II II н
L-	11	ll	JI	Jl	ll	II	_Ьт±_Разрез по 2-2 10
к--Ф6
в-43,7DS—Ш-J"+1—-	2990	:	*11Шменением таких прого-
1 нов достигается по срав-
1 нению с железобетон¬
ными снижение расхЪда
стали в 2,3 раза при
экономии бетона на
15%.При прогонной кон¬
струкции покрытия ре¬
комендуется два основ¬
ных вида плит: армоце-
ментные плиты для хо¬
лодных покрытий и
плиты сплошного сече¬
ния из армированного
ячеистого бетона — для
утепленных. 1В случае *
отсутствия ячеистого бе¬
тона могут применяться
армоцементные плиты
с легким утеплителем.Армоцементные («ча¬
сторебристые» кессон¬
ные) плиты, разрабо¬
танные Промстройпро-
ектом, изготовляются
двух типов: с торцами
фигурного сечения (рис.
XVII. 12, а) и с прямо¬
угольными торцами.Эти плиты почти в
2 раза легче прежних
ребристых плит. Облег¬
чение их достигнуто
за счет кессонной формы
при уменьшении тол¬
щины поля плиты между
ребрами до 1 см. Плитыармированы только в ребрах. Арматура имеет вид сварных сеток из ка¬
танки или холоднотянутой проволоки. Такие плиты должны изготов¬
ляться в жестких металлических формах, из бетона марки 300. Вырабо¬
тан сортамент плит, различающихся длиной (от 670 до 3 ООО мм) и высо¬
той (от 50 до 110 мм) при одинаковой ширине 497 мм.6cj1 м 1 li) 1 1 1 :: 1 -г тНим-is;а “ ' 1 		Сварная сетна«ьГг-iSЩ1!й?to'■100tюо>200-200—200200■W100т100т1 ^С\-ЛРис. XVII. 12. Плиты покрытий
а — армоцементная; б — из ячеистого бетона1	Н. В. Никитин, Р. Г. Шишкин, Л. Н. Шерман, Железобетонные
прогоны для покрытий промышленных зданий, Промстройпроект, Техническая информа¬
ция № 7, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954.2	По проекту Гипротиса.
§ 105. Прогонные и беспрогонные покрытия605Плиты сплошного сечения из ячеистого бетона (рис. XVII. 12, б)
(армопенобетонные), предложены бпервые ЦНИПСом совместно с Пром-
стройпроектом в 1937 г.Для армирования плит применяется сварной каркас корытного
профиля; вязаная арматура не обеспечивает постоянной несущей способ¬
ности таких плит вследствие возможного нарушения сцепления между
арматурой и бетоном и выдергивания рабочей арматуры у опор. Кроме
того, сварной каркас, выполняемый без крюков, требует на 20% меньше
стали, чем вязаный.Объемный вес этих плит 700—800 кг/м8 при прочности пенобетона
35—40 кг/см2. Хорошие теплоизоляционные свойства пенобетона позво¬
ляют получить без дополнительного утепления полутеплый настил тол¬
щиной 10—12 см.Однако прогонная конструкция покрытия, связанная с применением
прогонов и мелких сборных плит, ограничивает возможности механизации
строительства и может применяться в тех случаях, когда промышленный
объект не обеспечен крупнопанельными элементами, а также в строитель¬
стве сельскохозяйственных зданий.2.	Беспрогонная система покрытия; панелиЭта конструкция покрытий, имея существенные преимущества перед
предыдущей, получила широкое распространение в промышленном стро¬
ительстве. В качестве основных типов крупноразмерных плит предусмот¬
рены железобетонные панели и панели смешанной конструкции — из
армированного ячеистого бетона с железобетонными ребрами.Разработаны следующие типы крупных панелей для покрытий:
железобетонные ребристые пролетами 6 и 12 м при ширине 1,5 м и 3 м\
комплексной конструкции пролетом 6 м и шириной 1,5 м. Железобетон¬
ные 6-метровые панели имеются двух видов с обыкновенной арматурой
и предварительно напряженные, а 12-метровые — только предварительно
напряженные. Вес панелей от 1,5 до 4 т.Отметим некоторые конструктивные особенности этих панелей.Железобетонные ребристые панели имеют размеры в плане номиналь¬
ные — 6 X 1,5 мУ опалубочные — 5 970 X 1 490 мм (рис. XVII. 13, а).
Панель состоит из плиты толщиной 30 мм, продольных ребер высотой
300 мм, являющихся основными несущими элементами, и пяти попереч¬
ных ребер высотой 140 мм. Размеры панелей всех пяти марок (для разных
районов страны), различающихся разной несущей способностью, остаются
одинаковыми.Ребра панели армируются плоскими сварными каркасами, плита —
сварной сеткой. По концам продольных ребер устанавливаются специ¬
альные анкеры (коротыши уголков), приваренные к основной рабочей
арматуре и предназначенные для анкеровки рабочей арматуры и для
крепления панелей к несущим конструкциям при помощи сварки. %Ребристые железобетонные панели размером 5970 х 2980 мм
(рис. XVII. 13, б) по своей конструкции идентичны панелям предыдущего
типа, но имеют семь поперечных ребер и плиту толщиной 25 мм.Более экономичными являются панели шириною 3 м, стоимость 1 м2
которых на 10—12% ниже стоимости 1 м2 панелей шириною-1,5 м.Панели к о м п л е к с н о й к о н с т р у к ц и и (рис. X VII. 14),
применяемые в утепленных покрытиях, имеют плиту из ячеистого бетона
марок 40—50, толщиной 100, 120, 140 и 160 мм и ребра из обычного желе¬
зобетона высотой (без плиты) 200 мм, бетон марки 200. Ребра армируются
плоскими сварными каркасами, а плита — двумя сварными сетками. •
fOft.ouiГлава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийWss]Узел в5 И N 0AiL_/27_J'Узел f,	1QJ5 — ,П л а н[-—1015 —'L“""TfTT
11
1111!iV
; 1
il I	Ф-	-[Tjri!-|2.-J£70Рис. XVII. 13. Крупнопанельные плиты для покрытий
а —размером 1,5X6 м; б — размером Зхб м
§ 106 Несущие конструкции покрытий60?Для лучшего восприятия сдвигающих усилий, возникающих по
плоскостям примыкания плиты к ребрам, поперечные стержни в каркасах
рекомендуется приваривать под углом 45°. В торцах панелей к продоль¬
ной арматуре также привариваются анкеры из уголков.*	**Панели всех видов крепятся к несущим конструкциям покрытий
с помощью сварки закладных деталей не менее чем в трех углах панели.Рис. XVII. 14, Крупнопанельная армопенобетонная плита для покрытийШвы между железобетонными панелями заливаются раствором марки
не ниже 100, а между панелями из ячеистого бетона — теплым раство¬
ром.§ 106. НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЙВ качестве сборных несущих конструкций для покрытий в зависи¬
мости от величины пролета и условий строительства находят применение:
железобетонные балки таврового сечения, предварительно напряженные
двутавровые балки — цельные и составные, решетчатые фермы разного
очертания, арки, рамы — цельные и составные.Эти конструкции могут выполняться как на полигоне у мест уста¬
новки, так и на заводах железобетонных изделий. В последнем случае
при изготовлении конструкций больших пролетов необходимо обычно
их расчленять на относительно небольшие элементы, соединяемые на месте
при помощи металлических стыков.1.	БалкиБалки для покрытий могут быть: 1) из обычного железобетона с много-
рядной арматурой и 2) предварительно напряженные.Железобетонные балки с многорядной арматурой выполняются тав¬
рового сечения (рис. XVII. 15), двускатные или односкатные. Они
608Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийприменимы для пролетов 12 и 15 м, причем могут быть цельным^и при изго¬
товлении вблизи строительства или составными из двух частей при nepe-v
возке их на значительные расстояния. Уклон по скату принят равным 1/12.Основная растянутая арматура балок изготовляется в виде пакета
прямых стержней из горячекатаной стали периодического профиля,
расположенных друг над другом, и соединенных между собой шпоночными
швами через 0,8—1 м\ поперечная арматура — в виде согнутых сеток;
полка балки армирована плоским каркасом.По J-J Вязальная, '/проволокаРис. XVII. 15. Тавровая двускатная балка с многорядной арматуройТакое расположение растянутой арматуры дает возможность довести
толщину ребра до минимальных размеров, определяемых диаметром
стержней и толщиной защитного слоя, и резко сократить объем бетона.
Марка бетона принимается 300.Предварительно напряженные железобетонные балки применяются
как с натяжением арматуры до затвердения бетона, так и с натяжением
арматуры после затвердения.Первые могут быть трех видов, в зависимости от характера арматуры:а)	высокопрочная проволока в виде отдельных стержней («струнобетон¬
ные»), б) непрерывное армирование (из двух половин) и в) стержневая
арматура из стали марок 25Г2С и 30ХГ2С. Для изготовления этих балок
необходим специально оборудованный стенд или поворотный стол.При натяжении арматуры после затвердения бетона балки могут
быть подразделены на два основных вида: а) цельные балки таврового
или двутаврового сечения с пучковой арматурой и б) составные (блочные)
с пучковой или стержневой арматурой. Натяжение арматуры в этих слу¬
чаях производится при помощи переносных домкратов.Высота балок двутаврового или таврового сечения принимается:для односкатных (постоянного сечения) ^	— Ts^ a для ДвУскатнмх(переменного сечения) в середине пролета h = ^	и в торце h =
§ 106. Несущие конструкции покрытий609= г^/ — Ширина сжатой полки-— от 25 до 40 см\ размеры нижней
полки определяются из условия размещения арматуры. Толщина стенки —
не менее 6 см. В балках сравнительно большой высоты	^ целе¬сообразно в стенке устраивать отверстия для уменьшения веса и экономии
бетона.Ниже приводятся краткие сведения о конструкциях балок обоих
типов.Балки с натяжением арматуры на упорыБалки, армированные отдельными (спаренными)
проволоками («стр у нобето'нные»). На рис. XVII. 16, а показана
балка пролетом 18 м, двутаврового сечения, со стенкой толщиной 60 мм,
имеющей круглые отверстия в средней части пролета;, армированная вы¬
сокопрочной проволокой диаметром 5 мм, периодического профиля,
с пределом прочности 15000кг/см2. Бетон применяется марки не ниже300.Балки двутаврового сечения с непрерыв¬
ным армиров а.н и е м (по проекту НИИЖБ). Эти балки состоят
из двух частей, соединяемых при помощи сварки (рис. XVII. 16, б).
Навивка арматуры производится на поворотном столе, который встре¬
чается только на мощных заводах.Балки со стержневой арматурой типа НИИ по
строительству (pHC.4XVII. 16, в). Эти балки пролетом от 9 до 18 м, двутав¬
рового сечения, изготовляются из бетона марок 300 и 400 жесткой кон¬
систенции. Вес балок от 2,45 до 8,5 т.Нижняя стержневая напрягаемая арматура делается из стали пери¬
одического профиля, подвергнутой упрочнению, с нормативным сопро¬
тивлением 5 500—6 000 кг/см2; она не нуждается в анкерах, так как
обладает достаточным сцеплением с бетоном.Главные растягивающие напряжения полностью воспринимаются
обжатым бетоном. Поэтому в стенках балок оставлены круглые отверстия
для облегчения балок, а хомуты установлены по конструктивным сообра¬
жениям.Для повышения экономического эффекта следует применять сталь
с высокими механическими показателями (марки 30ХГ2С).Балки с натяжением арматуры на бетонЦельные балки с пучковой арматурой из гладкой вы¬
сокопрочной проволоки диаметром 5 мм. На рис. XVII. 17, а приведена
такая балка таврового сечения (по проекту Промстройпроекта).Более выгодными считаются балки с пучковой арматурой двутавро¬
вого сечения (рис. XVII. 17, б), получившие широкое распространение
в зарубежной практике.В балках этой конструкции требуется дополнительный расход металла
на трубки для образования каналов (для пучков).Составные предварительно напряженные
балки со стержневой или пучковой арматурой. Эти балки, предложен¬
ные НИИ по строительству \ сконструированы таким образом, что балки
различных пролетов от 12 м до 24 м составляются по существу из одних1 Н. Л. Перельштейн, Составные конструкции промышленных зданий,
«Строительная промышленность» № 12, 1954.К. А. Ш у б и н, Типовые сборные железобетонные конструкции одноэтажных про¬
мышленных зданий, «Бетон и железобетон» № 3, 1956.
610	• Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийi. Рис. XVII. 16. Балки с натяжением арматуры на упорыа — армированная отдельными проволоками („струнобетонная"); б — с непрерывным армированием
(общий вид и деталь стука); в — со стержневой арматурой
J 106. Несущие конструкции покрытий611и тех же блоков длиной 3 м (рис. XVII. 17, в), только разного количества —от 4 до 8 блоков.Высота составных балок принята относительно большой, а именноL L	h	*от 75 Д° 77> соотношение у уменьшается с увеличением длины балки,в связи с тем, что уклон верхнего пояса принят одинаковым — 1/12.а — таврового сечения с пучковой арматурой; р — двутаврового сечения с пучковой арматурой;
в — составная балка; 1 — закладные части для крепления панелей; 2 — контактная электросваркаБлоки двутаврового сечения с тонкой стенкой (6—8 см) имеют отвер¬
стия; по торцам блоки снабжены ребрами жесткости. Размеры верхнего
пояса определены по условиям прочности и устойчивости (из плоскости
612Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийбалки), а нижнего пояса — по условиям размещения арматуры и по проч¬
ности на сжатие при отпуске арматуры.На рис. XVII. 17, в показана составная балка длиной 18м. Конструк¬
тивная арматура блоков состоит из одинаковых сварных каркасов неза¬
висимо от пролета. Рабочая арматура балки меняется в зависимости от вели¬
чины пролетов и нагрузки; она может быть принята в виде толстых стерж¬
ней из стали периодического профиля марки 25Г2С, подвергнутой упрочне¬
нию, с нормативным сопротивлением 5 500 к'г/см2 или в виде пучков из
высокопрочной гладкой проволоки; бетон — марок 300—400.Для пропуска арматуры в блоках предусмотрены прямые и криволи¬
нейные каналы круглого сечения.Балки собираются в вертикальном положении на кондукторах; после
укладки рабочей арматуры вертикальные швы заливаются раствором,
а через 24 часа производится натяжение арматуры при помощи перенос¬
ного домкрата. Анкеровка стержней производится с помощью гаек, навин¬
чиваемых на концы стержней.В верхнем поясе каждого блока заделаны (через 1,5 м) стальные
пластинки для крепления сваркой панелей или прогонов покрытия;
в стыках блоков смежные пластинки перед натяжением арматуры соеди¬
няются накладками при помощи сварки>По окончании натяжения арматуры в каналы нагнетается цемент¬
ный раствор. Готовая балка может рассматриваться, как монолитная*
Показатели расхода стали и бетона у составных балок несколько хуже
(много конструктивной арматуры), чем у струнобетонных.К. Н. Карташовым произведен анализ экономической эффективности
применения разных типов предварительно напряженных железобетонныхТаблица 39Технико-экономические показатели балок для покрытий промышленных зданий3!1£ИБетонВес арматуры
в кгX3г ^
st*£оЯЯw• то
оТип балокЙS
ч
о
о.
. ЕWго>*СииТОXмарка j2V «
I4 ^
Оо mобычнаястальвысоко¬прочнаяуглеро¬дистаясталь§ ю•ТО 0J
СП Ч«■н-
CQ ^тонCJо
(->
ф •
о
CQСтоимость
в руб.Обычные с многоряд¬
ной арматурой . .122903001,28198,234,8233688,7153904001.9355,9—48,4404,31 156,7Предварительно на¬
пряженные со стер¬
жневой арматурой,
цельные 	183804003,2585.975.3661,21 770Струнобетонные,,
цельные .....122904001,591,659,119,3170626,5153804002119;6157,119,32961159,8183805002,3144,8276,719,3440.81 593С пучковой армату¬
рой, цельные . . .153852002,42125,4116,442,43081 099183953003,5173,4177,524*48434,91 778С непрерывным арми¬
рованием, состав¬
ные 	.153805001,72890,1108,436*187,9386,41 344,3183805002,46141,4191280,66132 026,3* Кровельная сталь на трубки для каналов пучков.
§ 106. Несущие конструкции покрытий613конструкций. Как видно из табл. 39*, наиболее выгодными как по расходу
стали, так и по стоимости являются балки струнобетонные и с пучковой
арматурой (из высокопрочной проволоки). Изготовление балок этих типов
также не представляет трудности, особенно балок с пучковой арматурой,
которые могут изготовляться и на полигоне у мест установки.Затем, сравнивая балки из обычного железобетона и струнобетонные
пролетами в 12—15 м, можно заметить, что стоимость их почти одинакова,
но расход стали для струнобетонных почти на 30% меньше. .Таким образом, для. пролётов 12—15 м наиболее целесообразны
струнобетонные балки, а в некоторых случаях балки из обычного желе¬
зобетона с многорядной арматурой, а для пролетов более 15 м, т. е. 18—
24 м, —балки с пучковой арматурой — цельные или составные.2.	ФермыПри значительных пролетах (больше 12 м) и наличии большой сво¬
бодной конструктивной высоты для устройства покрытия целесообразны
железобетонные решетчатые фермы. Железобетонные решетчатые фермы
применяются давно, но получили рас¬
пространение только тогда, когда их
начали изготовлять на стороне и в гото¬
вом виде устанавливать на место, т. е*
когда перешли к сборным фермам.По сравнению со стальными фер¬
мами железобетонные дают до 50%
экономии металла, но стоимость их
пока несколько выше (до 15%).Очертание железобетонных ферм
определяется очертанием кровли, а
также расположением и формой фо¬
нарей, Наиболее благоприятное очер¬
тание верхнего пояса — полигональ¬
ное и арочное, приближающееся к кри¬
вой давления (рис. XVII, 18, а), но оно
может быть трапецеидальным, с накло¬
ном верхнего пояса в соответствии
с уклоном кровли (рис* XVII. 18, б ив);
встречаются и треугольные фермы
(рис. XVII* 18, г).Высота фермы в середине пролета принимается равной Ve—V8 про¬
лета, Ширину верхнего пояса рекомендуется принимать: для цельных
ферм — 1/70—V80/, а для составных Vl00—VW.Сечения элементов фермы следует выбирать прямоугольными, по воз¬
можности одинаковой ширины для удобства изготовления ферм в гори¬
зонтальном положении*Фермы изготовляются без предварительного напряжения, или с пред¬
варительным напряжением нижнего пояса, а иногда jj крайних раскосов.
В обоих случаях фермы можно изготовлять цельными или составными —
из двух или нескольких частей.Цельные фермы (рис. XVII. 19) целесообразно изготовлять стендо¬
вым методом на полигонах, вблизи мест установки.Для изготовления таких ферм применяют бетоны повышенных марок,
не ниже 300, и высокий процент армирования, чем достигается снижение»)17Ч7^Т\7^7^1*?Рис. XVII. 18. Схемы железобетонных
ферм* К. Н. Карташов, Об определении области применения напряженно армиро¬ванных железобетонных конструкций, «Строительная промышленность» Лз 5, 1956.
614Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийвеса конструкций; в нижнем поясе насыщение арматурой достигает 10%
и больше.Стержни нижнего пояса заанкериваются в опорных узлах фермы
путем приварки отрезков уголка, швеллера или толстых металлических
листов. Стыки стержней нижнего пояса должны осуществляться на сварке.Узлы фермы следует армировать специальными стержнями диаметром
10—16 мм, в зависимости от пролета фермы; два таких стержня распола¬
гаются по контуру узла и связываются хомутами.Узел ДРис. XVII. 19. Конструкция фермы пролетом 21 мВ элементах, армированных одним рядом стержней, хомуты обычно
заменяются спиральной обмоткой из отожженной проволоки диаметром
1,5—2 мм.Опирание ферм на колонны следует делать посредством металли¬
ческих листов толщиной 8—10 мм с приваренными к ним анкерами диа¬
метром 12—20 мм, которые закладываются при бетонировании опорного
узла фермы.При заводском изготовлении фермы могут выполняться как цель¬
ными, так и составными из двух и более частей, с последующей укрупни-
тельной сборкой у места установки.При соединении составных частей фермы в сжатом поясе стык обычно
устраивается по типу шарнирного, образованного из закладных листов
на анкерах и центрирующей планки, с усилением сопрягаемых узлов
сетками (рис. XVII. 20, а); в растянутом поясе соединение может быть
выполнено путем вставки металлического элемента (звена) с приваркой
его к узлам или при сближенных узлах с помощью накладок
(рис. XVII. 20, 6).Высокий процент армирования элементов ферм, особенно нижнего
пояса, может явиться причиной образования трещин, поэтому здесь осо-.
бенно целесообразно применение арматуры периодического профиля
и предварительного напряжения.Предварительному напряжению в железобетонных
фермах обычно подвергается нижний пояс. Натяжение арматуры может
выполняться как до бетонирования, так и после бетонирования.009Z
5 106. Несущие конструкции покрытий615В составных фермах натяжение арматуры используется одновременно
и как средство для соединения отдельных частей по нижнему поясу.Как известно, создание предварительного напряжения по первому
способу (до затвердения бетона) требует устройства упоров и потому
применяется для относительно небольших ферм.Еще в 1936 г. ЦНИПС для создания предварительного напряжения
нижнего пояса ферм (до бетонирования) предложил простой' способ
с применением железобетонного натяжного элемента, который служил
упором для домкрата, натягивавшего одновременно арматуру нижних
поясов двух ферм \Широкое применение нашел способ натяжения арматуры переносными
домкратами после затвердения бетона.В СССР разработано несколько конструкций ферм (для пролетов 18,
24, 27 и 30 м) с предварительно напряженным нижним поясом, цельных1 К. В. Сахновский, Железобетонные конструкции, Государственное изда«тельство литературы по строительству и архитектуре, 1951, стр. 618.
616Г лава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийи составных (из двух половин или из большего числа блоков). По очерта¬
нию фермы запроектированы арочные и полигональные. Приведем наи¬
более характерные из них} ЦИНИС АСиА СССР, Железобетонные сборные несущие конструкции для покрытий
промышленных зданий, «Бюллетень строительной техники» № 7, 1957, стр. 33—42.Геометрической схема фермы706060vso-Рис. XVII. 21. Предвари
§ 106. Несущие конструкции покрытий617На рис. XVII. 21, а показана цельная арочная ферма пролетом 18 ж,
разработанная Промстройпроектом при участии б. ЦНИПСа, нижний
пояс которой армирован двумя пучками. Основные технико-экономи¬
ческие показатели таких ферм приведены в табл. 40.Таблица 40Технико-экономические показатели предварительно напряженных арочных фермМарка фермыПролет в мВес в mМаркабетонаОбъем
бетона в маВес стали
в кгАФН-18-2184,554001,82374АФН-24-2247,24002,9727АФН-30-23013,44005,361247На рис. XVII. 21, б показана составная арочная ферма из двух частей,
разработанная Промстройпроектом для пролетов 18, 24 и 30 м. Верхний
пояс и решетка армированы ненапряженной арматурой; нижний пояс0) Щтельно напряженные фермы
618	Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийармирован четырьмя пучками высокопрочной проволоки (ГОСТ 7348-55).
Предварительное напряжение создается при сборке ферм; внутренний
диаметр канала в нижнем поясе — 45 мм.Вверху половинки фермы соединяются накладками и зазор заполняется
цементным раствором. Внизу стык арматурных каркасов осуществляется
при помощи накладок; пучковая арматура проходит, не прерываясь.Фермы для покрытий промышленных зданий рассчитаны на равно¬
мерно распределенную основную нагрузку 350, 450 и 550 кг/м2.На рис. XVII. 21, в показана составная полигональная ферма для
пролетов 18, 24 и 30 му собираемая соответственно из трех, четырех и пяти
блоков, разработанная Проектным институтом б. Министерства строи¬
тельства при участии НИИ по строительству. Каждый блок длиной 6 м
армируется сварными каркасами и сетками из стали марки 25Г2С. Рабо¬
чая арматура состоит из трех пучков высокопрочной проволоки.Укрупнительная сборка ферм производится путем сварки соедини¬
тельных планок и натяжения рабочей арматуры с заливкой швов и нагне¬
танием раствора в каналы. Вес блоков от 2,08 до 2,7 пг. Монтажный вес
собранных ферм пролетом 18 м — 6,58 т, а пролетом 30 м — 13,2 т.На рис. XVII. 21, г показана составная полигональная ферма про¬
летами 18 и 24 м9 собираемая из пяти или семи сборных элементов, раз¬
работанная Гипроавиапромом. Такое членение ферм облегчает их изго¬
товление и транспортировку.В ферме три (четыре) элемента образуют верхний пояс и решетку
и два (три) элемента — нижний пояс. Каркасы арматуры изготовляются
из стали марки Ст. 5 или 25Г2С; пучки — из 12 проволок диаметром 6
или 7 мму с пределом прочности 15 000 или 16 000 кг/см2. Марка бетона 400.Расчетные нагрузки приняты 350, 450 и 550 кг/м2, не считая подвес¬
ного транспортного оборудования.Укрупнительная сборка и предварительное напряжение произво¬
дятся на месте строительства.В табл. 41 приведены основные технико-экономические показатели
таких ферм.‘Таблица 41Технико-экономические показатели составных полигональных предварительнонапряженных фермМарка фермыОсновная
расчетная
нагрузка
в кг/м2Вес фермы
в тОбъем
бетона в мъРасход стали в кгмарки 25Г2Смарки Ст. 5ФНД-18-1350—4505,672,27424436ФНД-18-25505,672,27479519ФНД-24-13508,853,57691745ФНД-24-2450—5508,853,57780845Все перечисленные виды ферм с пучковой арматурой в нижнем поясе
требуют примерно одинакового расхода стали и стоимость их близка.
Существенно больше стали требуют фермы из обычного железобетона,
без предварительного напряжения, а еще больше — железобетонные
фермы со стальным нижним поясом. Последние следует считать нецеле¬
сообразными; по сравнению со стальными они требуют 71—74% стали,
но дороже их на 34—36%.Как следует из упомянутого выше исследования К. Н. Карташова,
фермы с пучковой арматурой в нижнем поясе имеют более низкую стой-
§ 107. Подкрановые балкитмость, чем предварительно напряженные балки, но требуют больше стали.Суммируя все сказанное о несущих конструкциях покрытий, можно
прийти к выводу, что для пролетов 12 и 15 м наиболее выгодной несущей
конструкцией являются предварительно напряженные балки; для про¬
летов 18 м могут применяться как балки, так- и фермы, а для пролетов
24 и 30 м предпочтение должно быть отдано фермам с пучковой арматурой
в нижнем поясе, так как вес фермы и расход бетона и стали сокращаются
до 30—40%.Однако практика изготовления показала, что стоимость и трудоем¬
кость 1 л*3 ферм пока существенно превышает стоимость и трудоемкость
1 м3 балки. Поэтому пределы выгодной применимости балок могут быть
временно расширены до 24 м.Заметим, что, кроме рассмотренных сборных несущих конструкций,
в покрытиях находят применение и другие конструкции. К ним можно
отнести сборные рамы разных видов и сборные арки (пролетом до 50 м),
конструкции которых были рассмотрены выше, в главе XV-§ 107. ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИПодкрановые балки относятся к основным и весьма ответственным
конструкциям промышленных зданий. Поэтому конструирование, расчет
и выполнение их должны производиться с особой тщательностью.В целях экономии металла подкрановые балки у нас выполнялись
(особенно в первую пятилетку) преимущественно из железобетона даже
под очень тяжелые краны (100 т и более). При этом конструкции подкра¬
новых балок и крепление к ним путей были у нас выработаны совершенно
самостоятельно, почти исключительно на основе собственного опыта.
Зарубежного опыта в решении этих задач очень мало, так как заграницей
почти все кр(ановые пути укладывают по стальным балкам и очень редко
по железобетонным.В настоящее время применение железобетонных подкрановых балок
с предварительным напряжением обязательно при пролетах 6 и 12 м под
краны грузоподъемностью до 30 т при среднем режиме работы и под
краны грузоподъемностью до 75 т при легком режиме работы.Железобетонные подкрановые балки по сравнению со стальными
имеют преимущество в отношении массивности (полезной при динами¬
ческой нагрузке), огнестойкости, экономичности и отсутствия эксплуата¬
ционных расходов. Кроме того, железобетонные подкрановые балки бла¬
годаря их монолитной связи с другими частями сооружения придают
последним большую жесткость как в продольном, так и в поперечном
направлении. Габаритные же размеры их в большинстве случаев не пре¬
вышают размеров стальных балок.К недостаткам железобетонных подкрановых балок относят большой
собственный вес, затруднения в креплении рельсов и особенно^ в после¬
дующем усилении, если таковое потребовалось бы, а также чувствитель¬
ность к ударам.1.	Крепление подкрановых рельсов к железобетонным балкамВыбор способа крепления подкрановых рельсов требует большого
внимания, так как расстройство крановых путей и ремонт их могут при¬
остановить работу не только крана, но и всего цеха.Наиболее распространенным способом является крепление рельсов
болтами, которые пропускают через металлические трубки, закладывае¬
мые при бетонировании в полки тавровой балки. Преимущество этого
способа — съемность крепежных болтов.
620Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийРис. XVII. 22. Крепление рельса к под¬
крановой балкеI — швеллер; 2 — крюки; 3 — петли из полосо¬
вой стали; 4 — болтыКрановый ‘ путь устраивают в следующем порядке (рис. XVII. 22).
Пакет, состоящий из рельса, швеллера, и деревянного бруса, плотно
пригнанного к швеллеру, укладывают точно по оси кранового пути на
временные подкладки и крепят к подкрановой балке посредством крюков
и болтов. Затем укладывают слой бетона марки 300, удаляют временные
подкладки и эти места тщательно заделывают бетоном. Наконец, произ¬
водится окончательная выверка
рельса по горизонтали и приварка
его к швеллеру. Деревянные брусья
изготовляются из дуба или бука с
влажностью до 15% и должны быть
антисептированы, а нижняя их по¬
верхность смазана битумом.Расстояние между точками креп¬
ления рельса к балке принято 75 см.2.	Конструирование сборных
подкрановых балокСборные подкрановые балки
применяются двух основных видов:
обычные железобетонные пролетом
6 м под краны грузоподъемностью
до 20 пг и предварительно напряжен¬
ные пролетами 6 и 12 ж под краны
грузоподъемностью до 30 пг при среднем режиме и до 75 пг при легком
режиме работы. Обычные железобетонные подкрановые балки проекти¬
руются таврового сечения, предварительно напряженные — таврового
и двутаврового. Наличие верхних полок во Ьсех случаях облегчает кре¬
пление рельсов и улучшает условия работы по установке путей, уходу
за ними и монтажу крана; кроме того, наличие полки необходимо по усло¬
виям расчета в поперечном направлении на действие сил торможения.По своей конструкции подкрановые балки существенно отличаются
от обычных балок и прогонов.Сборные подкрановые балки из обычного
железобетона. Высота балок для кранов грузоподъемностью
5 и 10 m принята h = 800 мм (с рельсом 1 050 мм), ширина Ь = 25 см,
а для кранов грузоподъемностью 15 и 20 m высота h = 1 000 мм (с рельсом
1 250 мм), ширина Ь = 30 см; в обоих случаях ширина полки ЬП = 570 мм
и толщина полки 120 мм.На рис. XVII. 23 приведена конструкция типовой сборной подкрано¬
вой балки пролетом 6 м под мостовые краны грузоподъемностью 10 m
при пролете кранов от 12 до 24 м; бетон марки 200.Арматура изготовляется в виде вязаного пространственного
каркаса (ввиду динамического характера нагрузок) из горячекатаной
стали периодического профиля. У торцов ребро балки усилено уголками.
В полках балки на расстоянии 750 мм друг от друга заложены газовые
трубки для болтов кранового пути; в ребре — для крепления троллей.Сборные подкрановые балки из-за динамичности нагрузок должны
быть жестко связаны с колоннами и между собой. Эта связь достигается
путем приварки стальных накладок к закладным листам в балках и ко¬
лоннах, а также заливкой бетоном промежутка между колонной и балкой
(рис. XVII. 24).В температурных швах расстояние между осями двойных колонн
при всех кранах принимается равным 1000 мм, а величина зазора между
торцами балок 50 мм.
§ 107. Подкрановые балки621Сборные предварительно напряженные
подкрановые балки. На рис. XVII. 25 приведена конструкция
балки пролетом 12 м под мостовые краны грузоподъемностью 30 т. Сече¬
ние балки двутавровое; марка бетона 300—400.В качестве основной арматуры следует предпочитать пучки из высоко¬
прочной проволоки (число проволок от 12 до 18); могут применяться также
стержни периодического профиля из стали марок 25Г2С или 30ХГ2С,
что менее эффективно. Для конструктивной арматуры применяется сталь
марок Ст. 3 или Ст. 0.§\f13 12Ь*12±2*12По 2-2-570	WIРис. XVII. 23. Сборная железобетонная подкрановая балка под краны грузоподъемностью10 та — конструкция балки; б — детали! армированияПучки пропускаются через трубки из кровельной стали и вместе
с ними укладываются в опалубку. У опор бетон усиливается сетками.Натяжение пучков производится переносными домкратами после
достижения бетоном нормативной прочности.По окончании натяжения пучков в трубки нагнетается цементный
раствор (через отверстие в конусном анкере).Закладные детали подкрановой балки и колонны выполняются из
листовой стали толщиной 8—10 мм.‘Приварка закладных деталей к стержням напрягаемой арматуры не
допускается.. Крепление балок к колоннам, 'а также соединение балок ‘между собой
производится так же, как и в случае обычных железобетонных подкра¬
новых балок.При дальнейшем развитии конструкций подкрановых балок возможно
придание им неразрезности, осуществляемой на месте натяжением над¬
опорных пучков арматуры или изготовлением сборных балок на 2—3 про¬
лета, что тоже может оказаться экономичным.
622Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных з'данийr МГазовые
трибки
d-fРис. XVII. 25. Предва¬
рительно напряженная
подкрановая балка,
армированная пуч¬
камиа — фасад балки (нена¬
пряженная продольная
арматура условно не по¬
казана); б — вид балки
с торца; в — опора балки;
г — поперечное сечение
балки в середине пролета;
1 -г- арматурные пучки из
высокопрочной проволо¬
ки; 2 — опорное крепле¬
ние пучков
'§ 107. Подкрановые балки623В некоторых случаях подкрановым балкам целесообразно придавать
двухосное предварительное напряжение, применяя непрерывное арми¬
рование или натяжение части хомутов*3.	Особенности расчета сборных подкрановых балокСборные железобетонные подкрановые балки таврового сечения
рассчитываются как однопролетные свободно опертые.Нагрузки, действующие на балку, разделяются на постоянную и вре¬
менную (рис. XVII. 26).Постоянная равномерно распределенная нагрузка g слагается из
собственного веса балки и веса пути. Нагрузка от собственного веса
балки для кранов грузоподъемно¬
стью 5 и 10 т принимается равной
0,6 т/пог. м, а для кранов в 15 и 20 т—0,835 т/пог. м. Эти нормативные на¬
грузки, как и нагрузку от подкранового
пути в 0,2 т/пог. м, для получения ' ' '
расчетной нагрузки умножают на коэф-	рие yvii 2Sфициент перегрузки п = 1,1.Временная нагрузка слагается из
вертикального давления колес (бегунков) крана и горизонтальной силы
от торможения тележек, движущихся по мосту крана Расчет обычно
производится на два сближенных крана.Следовательно, для расчета подкрановых балок необходимо иметь
данные о грузоподъемности крана Q, пролете крана Ькр и режиме его
работы; затем, пользуясь данными стандартов, определяют нормативную
нагрузку на колесо Ра, вес тележки крана G*, расстояние между осями
колес а и число колес на каждом рельсе.Далее, по нормативному давлению каждого колеса Ря, учитывая
динамический коэффициент 1,2 (НиТУ 123-55, п. 38) и коэффициент пере¬
грузки п — 1,3 (СНиП, Н-Б. 1, § 4), определяют расчетную величину
наибольшего давления каждого колеса на балку.Таким образом, наибольшее расчетное вертикальное давление от
колесаР=\,2- 1,ЗРИ= 1,56РН.	(XVII. 1)Нормативная величина горизонтальной поперечной тормозной силы
(для электрических кранов) принимается равной:для кранов с гибким подвесомГн = 0,05 (Q-f-G);	(XVII, 2)для кранов с жестким подвесомTH = 0,lfc + G). *	(XVII. 3)При этом считается, что горизонтальная сила передается полностью
на одну сторону и распределяется между колесами крана поровну.Расчетная величина поперечной тормозной силы при коэффициенте
перегрузки п = 1,3Т=\,ЪТ\	(XVII, 4)*	При отсутствии специальных данных можно принимать G = 0,3 Q.
624	Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданииПродольная тормозная сила (для электрических кранов), возникаю¬
щая.при остановке моста, принимается равнойT*p = 0,lPnl9	(XVII. 5)(XVII. 5)где /гх — число тормозных колес на крановом пути; обычно пх = 1.
Расчетная величина продольной тормозной силыЭто тормозное усилие при расчете передается поровну на колонны,
несущие балку без учета его влияния на самую подкрановую балку.Переходя к статиче-Рис. XVII. 27. Расчетные поперечные сечения под- балке. В ЭТОМ случае,из намеченных сечений, определяют последовательно наибольшие значе¬
ния М и Q.Наконец, складывая моменты и поперечные силы от постоянной и от
крановой нагрузок, определяют расчетные моменты и поперечные силы
в каждом сечении и строят огибающие эпюры моментов и. поперечных
сил.Огибающие эпюры для поперечных сил в однопролетных балках
допускается очерчивать по прямым, соединяющим вершины двух орди¬
нат, — на опоре и на расстоянии 0,6/ от опоры.При подборе сечений подкрановых балок следует принимать размеры,
установленные 'утвержденной номенклатурой.	»-Продольная арматура в ребре таврового сечения (рис. XVII. 27, а)
определяется по наибольшему моменту от вертикальной нагрузки.По наибольшему же моменту от расчетной горизонтальной силы (опре¬
деляемому так же, как и от вертикального давления) рассчитывается про¬
дольная арматура, помещаемая у «вертикальных граней, полки тавраПри тавровом сечении с полками указанных размеров (hn = 120 мм)
и конструктивной арматуре в полке (2 + 2 0 12) расчет балок на‘изгиб
в горизонтальном направлении обычно не производится.Расчет на поперечные силы производится по огибающей эпюре попе¬
речных сил в соответствии с указаниями главы V. Задавшись прежде
всего диаметром хомутов, числом ветвей и расстоянием между хомутами,
определяют величину Qx 6, а затем ведут расчет отгибов, начиная
с сечения, проходящего через грань опоры.(XVII. 6)скому расчету подкрано¬
вой балки, намечают ряд
сечений — обычно через
V10 пролета. Затем в каж¬
дом из этих сечений опре¬
деляют моменты и попе¬
речные силы: а) от рас¬
четной постоянной на¬
грузки (собственный вес
балки и вес подкрано¬
вого пути) обычным пу¬
тем и б) от расчетной кра¬
новой нагрузки при двух
одинаковых кранах накрановой балкипользуясь линиями влия¬
ния М и Q для каждого(рис. XVII. 27, б).
§ 108. Конструкции сборных покрытий при шаге колонн 12 м625§ 108. КОНСТРУКЦИИ СБОРНЫХ ПОКРЫТИЙ ПРИ ШАГЕ КОЛОНН 12 м;СВЕТОВЫЕ ФОНАРИВ одноэтажных производственных зданиях с шагом колонн 12 м несу¬
щие конструкции покрытия могут располагаться через 6 и 12 м. ■При шаге несущих конструкций .6 м для их опирания необходима
установка подстропильных конструкций, которые могут иметь вид балок
или ферм (предварительно напряженных).-В остальном конструкция покры¬
тия не будет отличаться от рассмотренных выше. Этот тип покрытия до¬
пускает устройство подвесного транспорта.Институтом Промстройпроект разработаны для шага колонн 12 м
сборные предварительно напряженные подстропильные конструкции
(рис. XVII. 28) как для бескрановых цехов с подвесным транспортным
оборудованием, так и для цехов, оборудованных мостовыми кранами.На рис. XVII. 28, а показана подстропильная балка для бескрановых
цехов пролетами 12, 15 и 18 м. Стропильные балки с высотой на опоре
80 или 100 см опираются на нижнюю полку подстропильной балки. Балки
армированы пучковой арматурой из высокопрочной проволоки диаметром5	мм.На рис. XVII. 28, б приведена подстропильная балка треугольного
очертания для крановых и бескрановых цехов пролетами 18, 24 и 30 м.
Стропильные балки и фермы с нормативной сосредоточенной нагрузкой
(с обеих сторон) от 35 до 100 m опираются на такую балку сверху.Подстропильные конструкции для бескрановых цехов с покрытиями
по сегментным стропильным фермам пролетами 18 и 24 м, с подвесным
транспортным оборудованием имеют также вид ферм (рис. XVII. *28, в).
Стропильные фермы опираются на узлы нижнего пояса подстропильной
фермы. Нижний пояс и нисходящие раскосы фермы армированы пучками.Все виды подстропильных конструкций приспособлены для установки
на типовые колонны и крепятся к ним путем приварки к закладным листам
колонн.• При шаге 12 м предварительно напряженные ребристые панели дли¬
ной 12 Mt имеющие ширину 1,5 м и высоту 35 сму укладывают непосред¬
ственно по несущим конструкциям (рис. XVII. 29). Продольные ребра
панелей армированы высокопрочной проволокой диаметром 5 мм; попе¬
речные ребра армируются сварными каркасами, а плита — сеткой из
холоднотянутой проволоки, бетон марки 400.Можно указать в качестве примеров на некоторые решения несущих
конструкций по итогам конкурсов на типовые конструкции покрытий
одноэтажных промышленных зданий VВсе несущие конструкции покрытий одноэтажных производственных
зданий при шаге колонн 12 м можно разделить на две группы: 1) для зда¬
ний без мостовых кранов, с подвесным транспортным оборудованием при
сетке колонн 12 X 12 м и 12 X 18 м и 2) для зданий с мостовыми кранами
грузоподъемностью до 30 m при сетке колонн 12 X 24 и 12 X 30 -м.В обеих группах покрытий решения возможны в виде плоскостных
и пространственных конструкций, причем для тех и Других целесообразно
применение предварительного напряжения.По первой группе покрытий могут быть следующие решения.а)	Несущие конструкции — стропильные и подстропильные — вы¬
полняются в виде предварительно напряженных балок, причем подстро¬
пильные незначительно выступают ниже стропильных (рис. XVII. 30, а).
Шаг Стропильных балок — 6 му что является выгодным для устройства1 «Строительная промышленность» № 8, 1956; «Бюллетень строительной техники»
№ 1, 1957.
626 Глава XVY1. Железобетонные конструкции одноэтажных зданий-**80—1 ~Рис. XVII. 28. Подстропильные конструкции.
§ 108. Конструкции сборных покрытий при шаге колонн 12 м627подвесного транспорта в продольном и поперечно’м направлениях. Фонарь
образовывается двумя продольными несущими стенками, покрытыми
двускатными панелями.б)	Несущими конструкциями являются фермы с параллельными
поясами, располагаемые через 12 м\ по верхним и нижним поясам ферм
(попеременно) укладываются сводчатые или двускатные панели с за¬
тяжками длиной в 12 м (рис. XVII. 30, б). Недостатками этого решения яв¬
ляются открытые затяжки и большие расстояния между фермами, услож¬
няющие устройство подвесного
транспорта; вызывает сомнение
и общая жесткость покрытия.В то . же время выгодным яв¬
ляется то, что можно обойтись
без фонарной надстройки за
счет остекления в местах пе¬
репада высот смежных про¬
летов.в)	Покрытием служит про¬
странственная конструкция в
виде шатра, составленного из
четырех наклонных элементов,
и с фонарем в средней части.Отдельные элементы шатра
представляют собой предвари¬
тельно напряженные слоистые
панели с утеплением из мине¬
раловатных плит. Применение пространственной конструкции в сочета¬
нии с предварительным напряжением приводит к уменьшению расхода
металла в 1,5 раза по сравнению с плоскостными решениями.Недостатками этого решения являются усложнение устройства подвес¬
ных путей и необходимость применения передвижных лесов при монтаже.Кроме перечисленных решений, в зданиях первой группы могут
быть также применены сборные шедовые конструкции, складки и др.По второй группе зданий для покрытий пролетом 24—30 м
можно указать на следующие решения.а)	Несущие конструкции покрытия выполняются в виде сборных
сегментных ферм с предварительно напряженным нижним поясом, постав¬
ленных через 12 м, и перекрытых сборными предварительно напряженными
панелями размером 3 X 12 м (рис. XVn. 31, а)„ .К достоинствам этого решения относится применение настила шири¬
ной 3 му приведенная толщина которых составляет 5,7 вместо 9 см при
настиле шириной 1,5 м. Кроме того, при такой ширине настила фермы с
панелями в 3 м работают без местного изгиба.б)	При несущих конструкциях в виде ферм существенное. облег¬
чение покрытия может быть достигнуто применением еще более легкого
предварительно напряженного настила (1,5 X 6 м при подстропильных
конструкциях) с неармированными полями толщиной всего 1,5 см (на
подобие армоцементных плит). Такая конструкция получается в 1,5 раза
легче.в)	Несущими конструкциями являются предварительно напряженные
цилиндрические оболочки шириной 12 м и пролетом 24—30 м
(рис. XVII. 31, б).Оболочки собирают из крупноразмерных элементов цилиндрического
очертания. Толщина оболочки в средних панелях 40 мм. По нижним краям
оболочки имеются прямоугольные бортовые и краевые элементы,. а поРис. XVII. 29. Предварительно напряженные
ребристые панели для покрытийа — 1,5x6 м; б — 1,5x12 м
628	Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданий)Поперечный разрез'Продольный разрез1Г ■!1-—то—-—тю—-Рис. XVII. 30. Схемы
покрытий при сетке ко¬
лонн. 12 X 12 м и 12 X
X18 ма — по стропильным и под¬
стропильным балкам; б —
снодчатое по подстропиль¬
ным фермам е параллель¬
ными поясамиРис. XVII. 31. Схемы покрытий при пролетах 24 и 30 мй — по сегментным фермам; б — из цилиндрических оболочек; в — складчатое
§ 108. Конструкции сборных покрытий при шаге колонн 12 м629торцам — арочные диафрагмы. В бортовых элементах и в продольных
ребрах сжатой зоны оболочки предусмотрены каналь* для пропуска пуч¬
ковой арматуры (по 18 0 5). В местах расположения фонарей имеются
вырезы между ребрами.Монтаж оболочек может быть произведен секциями, предварительно
собранными внизу.г)	В качестве несущей конструкции могут быть применены также
предварительно напряженные складки — треугольные шириной 6 м,
составленные из отдельных плит шириной 3,6—3,8 м и толщиной 5,5 см
(рис. XVII. 31, в).Складчатая конструкция покрытия удобна для бесфонарных зданий.
Световые фонари для покрытий могут иметь стальной или железо¬
бетонный каркас (рис. XVII. 32).-*р/-6000 -5)+-3000-*+-JO0O++3000*i ✓
////К ——: -\\\\\\	12000	Рис. XVII. 32. Световые фонариа, б — с каркасом из стоек; в — с каркасом из фермШирина фонарей принимается 6 м при пролетах до 18 м и 12 м при
больших пролетах.При железобетонной конструкции фонарей стойки связываются с ос¬
новной несущей конструкцией обычно с помощью сварки. Панели покры¬
тия фонарей при ширине 3 м укладывают непосредственно по стойкам
и приваривают к последним не менее чем в трех углах; при ширине пане¬
лей 1,5 м их укладывают по ригелям фонарных рам и к ним приваривают.При 12-метровом шаге основных несущих* конструкций рамы фонаря
тоже устанавливаются через 12 м и по ним укладываются предварительно
напряженные панели, как и в остальных частях покрытия.В стойках и ригелях фонарей должны быть предусмотрены заклад¬
ные детали для сварки их между собой, с несущими конструкциями и с па¬
нелями покрытия.	...В фонарях с железобетонными стойками (без ригелей) для обеспе¬
чения поперечной жесткости ставят стальные связи в плоскости основной
несущей конструкции покрытия; продольная жесткость также обеспечи¬
вается стальными связями, устанавливаемыми в концевых панелях и в па¬
нелях у. температурного шва.При каркасе фонаря, образованном из сборных ферм, панели укла¬
дывают по верхним поясам этих ферм (рис. XVII. 32, в).
630 Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданий§ 109. ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКИЕ ПОКАЗАТЕЛИ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙОДНОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙПо своим технико-экономическим показателям сборные железобетон¬
ные конструкции одноэтажных зданий, правильно примененные и рацио¬
нально запроектированные, имеют значительные преимущества по сравне¬
нию с монолитными, что наглядно показывают приведенные в табл. 42
сравнительные данные.Таблица 42Сравнительные технико-экономические показателиРасход материалов на 1 м2 полаКонструкция каркасапесок и
гравийцементметаллвсеголесоматериа¬
лы в м3Относитель¬
ная
стоимость
в %вкгМонолитная железо¬
бетонная 	37857254600,54100Сборная железобетон¬
ная ........21561243000,0783,7Стальная ......5610841500,004—Примечание. Цемент и заполнители при стальном каркасе расходуются на
железобетонные плиты покрытия.Расход материалов и стоимость конструкций на 1 м2 площади зда¬
ния (без фундаментов) относятся к сборной железобетонной рамной кон¬
струкции (по рис. XV. 11) пролетом 15 м, с подкрановыми балками (кран
грузоподъемностью 5 т) и с покрытием из ребристых крупнопанельных
плит. Для сравнения приводятся соответствующие показатели монолит¬
ной железобетонной и стальной конструкции каркаса промышленного
здания при аналогичных нагрузках и пролетах.Как следует из таблицы, сборные железобетонные конструкции суще¬
ственно легче монолитных, в данном случае на 35%. Резко снижается
расход лесоматериалов вследствие более высокой оборачиваемости опа¬
лубки. Стоимость сборной железобетонной конструкции заводского изго¬
товления, включая транспортировку и монтаж, также ниже стоимости
монолитной.В табл. 43 приведены расходы бетона и стали на несущие конструк¬
ции современных одноэтажных промышленных зданий (на 1 м2 пола)
с шагом колонн 6 и 12 ж, с широким применением сборных предвари-Т а б л и ц а 43Расход бетона и стали на несущие конструкции одноэтажных
промышленных зданий на 1 м2 полаПролет в мРасход материалов при шаге колонн в м612бетона в м3стали в кгбетона в м3| стали в кг120,14119,80,17122,15150,13417,80,15820,3180,129180,14920240.12616,90.14519,4
'§ 111. Пример применения коротких оболочек631тельно напряженных конструкций'1. К последним относятся: крупные
плиты (6,0 X 1,5 м), струнобетонные балки (до 24 м) низкого типа, подкра¬
новые балки под краны грузоподъемностью до 10 ш, подстропильные
балки пролетом 12 м, двутавровые колонны.Из приведенных показателей следует, что с увеличением пролета
расход материалов (на 1 м2) уменьшается, поэтому целесообразно строить
здания с пролетами 18—24 м.Б. ПРИМЕНЕНИЕ БОЛЬШЕПРОЛЕТНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ В ПРОМЫШЛЕННЫХ И ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЯХ§ 110. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯЖелезобетонные большепролетные конструкции при современном
состоянии техники все чаще встречаются в гражданском и промышленном
строительстве (спортивные залы, рынки, выставочные павильоны, гаражи,
ангары и др.). Эти конструкции представляют собой зачастую выдающиеся
образцы замены стальных большепролетных конструкций железобетон¬
ными.Предпочтение, которое нередко отдается железобетонным больше¬
пролетным зданиям, вызывается такими ценными свойствами железо¬
бетона, как огнестойкость, отсутствие эксплуатационных расходов, зна¬
чительно меньший расход металла и меньшая стоимость по сравнению
со стоимостью стальных конструкций и др.Осуществление большепролетных железобетонных конструкций по¬
крытий (пролетами до 100 ж и больше) стало возможным благодаря двум
замечательным открытиям, сделанным в области железобетонных кон¬
струкций в конце 20-х годов, а именно — благодаря тонкостенным кон¬
струкциям и применению предварительного напряжения при одновремен¬
ном развитии индустриальных методов строительства. Без этих достиже¬
ний нельзя было бы получить каких-либо выгод от применения железо¬
бетонных конструкций больших пролетов, так как они были бы полностью
поглощены большим собственным весом железобетона.К большепролетным железобетонным конструкциям относятся в первую
очередь тонкостенные покрытия, основы которых изложены в главе XVI.
К ним относятся: 1) короткие оболочки сдиафрагмами в видеарокили ферм;
2) цилиндрические длинные оболочки с применением предварительного
напряжения; 3) купольные покрытия с предварительно напряженным
опорным кольцом; 4) оболочки двоякой кривизны других видов с приме¬
нением предварительного напряжения в растянутых частях.К большепролетным конструкциям относятся также и балочные'
конструкции, достигшие весьма значительных пролетов (60 м).Ниже приведено несколько характерных примеров большепролетных
зданий разного назначения, осуществленных с применением этих кон¬
струкций.§ 111. ПРИМЕР ПРИМЕНЕНИЯ КОРОТКИХ ОБОЛОЧЕК £ ДИАФРАГМАМИ
В ВИДЕ АРОК ИЛИ ФЕРМКороткие оболочки уже около 30 лет находят применение в ангаро-
строении. Можно указать на целый ряд осуществленных конструкций
ангаров (во Франции, Германии, США), в которых несущими конструк¬
циями (диафрагмами) являются: арки, доходящие до фундаментов (проле¬1 Н. М. К у р е к, Эффективность применения сборных и предварительно на¬
пряженных железобетонных конструкций в промышленном строительстве. Общество по
распространению политических и научных знаний РСФСР, 1958.
632 Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийтом более 100 м), арки с затяжками, опирающиеся на колонны (пролетом
более 60 м), арки без затяжек с пятами, заделанными в углы железобетон¬
ных рам пристроек (пролетом до 90 м), фермы с арочным верхним поясом
(пролетом до 80 м). При этом большинство перечисленных конструкций
имело затяжки с частичным (под действием собственного веса) предва¬
рительным напряжением и выполнялось (например, во Франции) при
помощи передвижных подмостей.Помимо ангаров, имеется значительное количество выполненных
гражданских сооружений пролетами до 100 м (спортивные залы, выста¬
вочные павильоны и др.).!§V.J. 14,9--4,6--Ю.ЗЗ-IШ]Щразмеры в мРис. XVII. 33. Колизей с покрытием из коротких оболочек по аркам (США)В качестве примера покрытия с арками большого пролета приведем
недавно построенный в Денвере (США) колизей (на 8 000 + 3 600 мест),
т. е. зал для собраний, съездов, выставок, спортивных соревнований,
катка и т. п. (рис. XVII. 33, а)1.Наличие хорошего грунта (плотного песка с гравием) позволило
остановиться на арочной конструкции, причем для удешевления работ
по выполнению монолитной конструкции была принята низкая посадка
сооружения, с тем чтобы выемку грунта под арену, подвалы и полупод¬
вальный этаж произвести после возведения покрытия.Сущность конструкции (рис. XVII. 33, б) состоит в следующем:
арки (без затяжек) пролетом в свету 77 м, поставленные через 8,5 ж,
являются диафрагмами коротких оболочек, расположенных понизу арок.
Оболочка имеет толщину от 10 см в шелыге и до 12,5 см на линии опор.
Сечение арок было найдено после ряда попыток и исследований системы
в целом с рамами разной жесткости и фундаментами разных размеров.
Наиболее экономичным оказалось сечение высотой около 130 см и шири¬
ной 50 см при подъеме арок У5 /. Арки жестко заделаны в верхние углы1 А. Т е d е s к о, М. A s с е, Thin-Shell arch selected lor Denver Coliseum, «Civil
Engineering», July, 1954, p. 46—50.
§ 112. Пример применения цилиндрических длинных оболочек633двухэтажных массивных железобетонных рам'пристроек шириной 10,4 м,
которые в свою очередь опираются на длинные узкие фундаменты. Распре¬
деление напряжения в грунте видно из рис. XVII. 33, в. Температурно¬
усадочные швы устроены через 34 м.§ 112. ПРИМЕР ПРИМЕНЕНИЯ ЦИЛИНДРИЧЕСКИХ ДЛИННЫХ ОБОЛОЧЕКВ довоенных ангарах с покрытием из длинных оболочек особенно
сложной по конструкции и выполнению была надворотная решетчатая
ферма, растянутые элементы которой подвергались частичному предва¬
рительному напряжению под влиянием постоянной нагрузки; строитель¬
ная высота этих ферм достигала V8 пролета и более.Уменьшения высоты надворотной конструкции, а следовательно,
и общей высоты ангара, можно достигнуть применением вместо фермы
предварительно напряженной балки двутаврового сечения.Это же относится к бортовым и краевым элементам, которые тоже
могут быть сделаны меньшего сечения при условии применения высоко¬
прочных материалов и предварительного напряжения.В то же время все эти элементы при больших пролетах получаются
даже проще монолитных решетчатых конструкций, выполняемых на месте.Надо еще заметить, что, применяя предварительное напряжение,
можно увеличить оптимальные пролеты длинных оболочек, а следовательно,
и площади ангаров при относительно меньшей их высоте, чем при других
конструкциях, последнее имеет серьезное значение для отапливаемых
ангаров-мастерских.Применение предварительного напряжения в длинных оболочках
(для бортовых и краевых элементов) впервые было осуществлено у нас
в 1937 г. А. А. Гвоздевым для усиления оболочек пролетом 40,4 м в про¬
мышленном корпусе. Позже, в 1940—1941' гг., в Мируте (Индия) подоб¬
ные предварительно напряженные железобетонные конструкции были
применены английскими инженерами при строительстве большепролет¬
ных гаражей (ангарного типа).На рис. XVII. 34, а приведены фасад и разрез двухсекционного
ангара-мастерской в Карачи (Пакистан) с покрытием из длинных оболо¬
чек с применением предварительного напряжения; размеры ангара
в плане 121 X 40 ж при высоте ворот 10,7 м *.Длинные гладкие оболочки покрытия опираются с одной стороны
(тыльной) на железобетонный каркас, а с другой — на предварительно
напряженную балку пролетом 59 м, перекрывающую воротный проем.
Покрытие каждой секции ангара состоит из пяти цилиндрических обо¬
лочек с длиной волны 10,7 м при толщине 6,3 см. Оболочки снабжены
высокими предварительно напряженными бортовыми и краевыми элемен¬
тами прямоугольного сечения, расположенными ниже края оболочки.
Задние диафрагмы имеют вид ферм с вертикальными стойками и остекле¬
нием.Деформации покрытия ангара в направлении глубины происходят
за счет гибкости стоек задней стены; для обеспечения деформаций в на¬
правлении, параллельном воротам, устроены железобетонные шарниры
под опорами бортовых и краевых элементов. Для свободного же расши¬
рения или укорочения надворотной балки под влиянием усадки, темпера¬
туры и предварительного напряжения, а также для обеспечения централь¬
ной передачи большой нагрузки на крайние колонны применены стальные
балансирные шарниры (катки).*	G. Ser to-п, Prestressed Reinforced Concrete Hangar at Civil Airport of Karachi,
«Journal of the Institution of civil engineers» № 2, 1947.
634 Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийБортовые, и краевые элементы имеют вид балок прямоугольного сече¬
ния 216 X 23 см (рис. XVII. 34, б)\ арматурные пучки, расположен¬
ные один над другим в растянутой части сечения, в пролете отгибались
по плавным кривым вверх и у концов элемента размещались в вертикаль¬
ной плоскости. Отгибом пучков кверху достигается устранение растяги¬вающих напряжений в верхней зоне бетона у опор (от предварительного
натяжения) и удобство расположения анкеров в торце балки. Каждый
арматурный пучок составлен из 32 проволок диаметром 5 мм, с пределом
прочности 15 500 кг!см2 и заключен в трубку из кровельной стали. Бор¬
товые и краевые элементы армированы конструктивной продольно^ и по¬
перечной арматурой из мягкой стали. Оболочки армированы стержнями
в диагональных направлениях.В передней части ангара установлены две надворотные балки проле- '
том по 59 м, имеющие двутавровое сечение переменной высоты
(рис. XVII. 35); высота балки в середине достигает 6,7 м, у концов она
равна 5,03 м, верхние и нижние полки имеют ширину 137 см.
.$ 113. Пример применения оболочек двоякой кривизны635Толщина стенки — переменная,- увеличивающаяся ступенями от
середины пролета (23 см) к концам в соответствии главным образом с необ¬
ходимостью отведения кверху арматурных пучков. Против мест примы¬
кания краевых элементов и в промежутке между ними стенка усилена
вертикальными ребрами жесткости; изменение толщины стенки приурочено
к местам расположения ребер жесткости.Как и в краевых элементах, арматурные пучки уложены с постепен¬
ным подъемом от середины пролета к торцам балки. Каждый из 28 пучков
состоит из 32 проволок диаметром 5 мм с тем же пределом прочности.ФасадРис. XVII. 35. Надворотная балка ангара, I = 59 ма —фасад; б — сечение балки в пролете (пучки напрягаемой арматуры условно не показаны);
в— расположение пучков в нижнем поясе балки; г — торец балки; д — сечение пучка; 1 — спираль
из проволоки, d = 2 мм; 2 — трубка из оцинкованной стали толщиной 0,25 мм ;(цифрами обозначе¬
ны номера пучков, арматуры)Надворотная балка также армирована конструктивной продольной
и поперечной арматурой из мягкой стали. Бетон — марки примерно 280
(состава 1 : 1,5 : 3).§ 113. ПРИМЕР ПРИМЕНЕНИЯ ОБОЛОЧЕК ДВОЯКОЙ КРИВИЗНЫПримером применения этих оболочек может служить двухсекцион-^
ный ангар аэропорта в Мариньяне близ Марселя (рис. XVII, 36)х.Необычными в этом сооружении являются: величина пролета (101,5 м)
и особый способ возведения покрытия, которое бетонировалось на земле
и затем целиком (площадь около 6000 м2) было поднято на высоту 19 м.1 «Annales.de Г Institute Technique du Batiment et des Travaux Publics», 9, 1952;
«Bauplannung und Bautechnik», Heft 2, 1954.
636Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийДве секции ангара, размерами в плане 101,5 X 58,8 м каждая, сое¬
динены между собой секцией-вставкой пролетом 18,7м (рис. XVII. 37, а).
Покрытие каждой из двух секций представляет шестиволновую (ароч¬
ную) оболочку двоякой кривизны с затяжками. Толщина оболочки в сере¬
дине составляет 6 см и лишь немного увеличивается к опорам, начиная
с расстояния 10 му для улучшения передачи усилий на опоры. Волны
очерчены по окружности, и ширина их (по.хорде) равна 9,8 м со стрелой
подъема 2,2 м. В целом обе секции представляют собой устойчивые соору:
жения.Рис. XVII. 36. Ангар с покрытием из оболочек двоякой кривизны (Франция)Гребенка ворот связана с горизонтальной балкой, через которую
ветровая нагрузка передается на две балки жесткости, расположенные
в плоскости затяжек и проходящие через всю глубину ангара до стоек
с подкосами задней стены.Ветровая нагрузка, действующая на боковой фасад, передается
многоволновой оболочкой на средний отсек, где имеются две жесткие
рамы — в плоскости задней стены и в 10 м от плоскости ворот.Для погашения температурно-усадочных усилий в покрытии ангара
в обоих направлениях устроены качающиеся внешние колонны и гибкие
колонны среднего отсека.Каждой затяжке прямоугольного сечения, воспринимающей распор
407 пг и составленной из 208 проволок диаметром 6 мм из высокопрочной
стали с пределом прочности 14 000 кг!см2у дано предварительное напряже¬
ние. Через каждые 10,5 м затяжка подвешивается к ребру соответствую¬
щей пары волн оболочек.Катучие ворота подвешены к горизонтальной балке шириной 2,86 м,
через которую передается ветровая нагрузка. Вес этой балки и всего
фронтона передается на балку криволинейного очертания пролетом 101,5 ж,
прилегающей к передней волне оболочки и имеющей коробчатое сечение
1,2 X 2 м.Мастерские, окружающие ангар с трех сторон, имеют покрытие
в виде обычных цилиндрических оболочек. Торцовые диафрагмы оболочек
толщиной 7 см, элементы колонн и стоек фронтонов весом до 5 m — сбор¬
ные железобетонные.Такйм образом, основной системой покрытия ангара является двух¬
шарнирная арка с переменным моментом инерции и затяжкой. Постоян-
$ ИЗ. Пример применения оболочек двоякой кривизны637• - s <я
£ ^ аSggI!> sсс к uь' - о«N га о
* <-»
So I
gSSVO |5?1*я яЛ \ / ! —rsmT!^/ ..J v X/ / //■/ if/u,,1 у ■ — -——rfE== — — -.— =— =f
638 Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийная нагрузка каждой волны вызывает распор 342,4 m и вертикальную
составляющую в 181,2 т. Температура и усадка не вызывают напряжений,
потому что арки могут свободно удлиняться и укорачиваться.Арочные оболочки выполнялись на нулевой отметке с наибольшим
возвышением над ней в 13,5 м (полная высота ангара 32,5 м), причем сна¬
чала в особой опалубке были забетонированы пятовые участки оболочки
(около 10 м с каждой стороны), а затем вкатывались подмости из сталь¬
ных труб и бетонировались средние участки оболочек длиной 80 м.Для подъема изготовленного покрытия общим весом 4200 т были при¬
менены домкраты, расположенные на семи колоннах с каждой стороны
секции ангара. При подъеме разница в высоте между двумя соседними
домкратами не должна была превосходить 5 мм, чтобы избежать появле¬
ния трещин в бортовых балках. Колонны были составлены из от¬
дельных блоков длиной каждый 1,065 м — внешних П-образных и внут¬
ренних призматических (рис. XVII. 37, б, в). Домкраты были укреплены
в голове колонны посредством сильных пружин, которые отжимали пор¬
шень после каждого этапа подъема.Последовательно по мере поднятия покрытия устанавливались внеш¬
ние П-образные блоки колонн, в каждой из которых 4 стержня арматуры
диаметром 32 мм свинчивались со стержнями ранее установленного блока,
после чего вводились призматические блоки и все промежутки запол¬
нялись бетоном.Весь процесс подъема первой секции ангара занял 38 дней, второй —
23 дня.§ 114. ПРИМЕРЫ ПРИМЕНЕНИЯ БОЛЬШЕПРОЛЕТНЫХ БАЛОЧНЫХ КОНСТРУКЦИЙИногда бывает выгодным применение пустотелых или двутавровых
железобетонных балок большого сечения с предварительным напряже¬
нием. При этом они могут быть изготовлены как наверху, на месте уста¬
новки, так и внизу — на нулевой отметке — целиком или из отдельных
железобетонных блоков, с последующим подъемом и установкой на место.Большепролетные балки нашли применение в строительстве анга¬
ров.Покрытие ангара такого типа может состоять из предварительно напря¬
женных железобетонных прогонов (главных балок) большого пролета,
располагаемых параллельно воротам, и заполнения между ними в виде
сплошного или пустотелого настила, а при значительных расстояниях
между прогонами — из второстепенных предварительно напряженных
балок и панельного заполнения.Преимущество такого плоского покрытия очевидно: вместе с уменьше¬
нием высоты ангара уменьшается его внутренняя кубатура, что имеет суще¬
ственное значение для отапливаемых ангаров-мастерских.Приведем в качестве примера осуществленный в Бельгии четырех¬
секционный ангар балочного типа, конструкция которого заключается
в следующем ЧЧетыре секции ангара размерами по 50 X 40 м разделены между
собой вспомогательными помещениями шириной по 15 м и окружены
с трех сторон мастерскими (рис. XVII. 38).Покрытие каждой секции состоит из уложенных параллельно воротам
четырех предварительно напряженных прогонов (рис. XVII. 39); проме¬1 Н. С. D и у s t е г, Les hangars еп beton precontract de l’aerodrome de Bruxel¬
les— Melsbrcck, «La technique des travaux» № 9—10» 1948.
§ 114. Примеры применения большепролетных балочных конструкций 639жутки между ними перекрыты пустотелым настилом пролетом около 7 м
и поперечным сечением 100 X 25 см:Прогоны — полые, причем сечение надворотного прогона — прямо¬
угольное, а трех промежуточных — трапецеидальное, расширяющееся
кверху. Последнее обусловлено тем, что бетон в нижней зоне сечения
участвует в работе прогона лишь в незначительной мере и ширина ее
ограничивается главным образом возможностью размещения арматурных
пучков, в то время как сечение бетона вверху должно быть достаточно
большим, чтобы напряжение в нем не превосходило допустимого. КромеРис. XVII. 38. Ангар балочной конструкции (Бельгия)того, при большей ширине прогона вверху уменьшается пролет заполнен
ния. Ширина прогона трапецеидального сечения поверху составляет
около 480 см с уменьшением книзу до 120 см при наибольшей высоте 310 см.В надворотном прогоне нижняя поверхность выполнена горизонталь¬
ной, что облегчает устройство направляющей гребенки; верхняя же нахо¬
дится в плоскости покрытия. В этом прогоне в отличие от промежуточных
наружная стенка должна быть вертикальной, а расстояние по горизон*
тали от опорной линии настила до центра тяжести сечения прогона
должно быть возможно меньшимц, чтобы снизить величину крутящих
моментов, которые здесь могут быть значительными из-за одностороннего'
действия нагрузки. Все это и привело к выбору прямоугольного сечения
для надворотного прогона. Высота его получилась несколько меньше,
а у опор не превышает г/г5 пролета.Промежуточные прогоны имеют приподнятый нижний пояс.Горизонтальное давление ветра на передний и задний фасады ангара
воспринимается сильными парными фасадными колоннами (см.
рис. XVII. 38), жестко заделанными в фундамент.Из конструктивных деталей этого покрытия можно отметить сле¬
дующие.Внутри прогонов примерно через каждые б—8 м поставлены жесткие
диафрагмы, которые увеличивают сопротивление и устойчивость при кру¬
чении (особенно в надворотном прогоне), ограничивают длину стенок,
подверженных продольному изгибу, воспринимают вертикальную на¬
грузку от арматурных пучков, укладываемых на них открыто; диафрагма
в середине пролета воспринимает, кроме того, и вертикальную составляю¬
щую силу у верхней поверхности прогона, возникающую из-за излома
его в этом месте.
640Г лава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийАрматурные пучки, образованные из проволок диаметром 7 мм,
прокладывались внутри прогона в нижней части и при натяжении нигде
не соприкасались с бетоном. Только когда вся арматура была натянута,
пучки прикрепляли к диафрагмам и покрывали бетоном.Общая сила натяжения в промежуточном прогоне достигала 1460 т,
в надЕоротном — 1100 т. Такая сила натяжения оказалась возможной
благодаря большой жесткости замкнутого сечения прогона на продоль¬
ный изгиб в вертикальном и горизонтальном направлениях, а такжеа) . б) 6)— 50,90д)I I ' ' 1	L.~L—		-	SO,90 		Рис. XVII. 39. Основные конструктивные элементы ангараа — поперечный разрез; и — сечение надворотного прогона; в — сечение промежуточных прогонов;
г — надворотный прогон; д — промежуточный прогонусилению прогонов на концах сплошными бетонными массивами, снабжен¬
ными сильной* арматурой. Бетон для прогонов применялся марок 450—
500 (при расходе цемента 400 кг/м3).Надворотный прогон бетонировали на месте, на деревянных лесах.
Промежуточные прогоны бетонировали на земле и после того, как они
были подвергнуты предварительному напряжению, их поднимали и уста¬
навливали на колонны.Устройство монолитной конструкции надворотного прогона было
вызвано в основном желанием получить надежную монолитную связь
этого прогона с колоннами.Подъем промежуточных прогонов весом около 300 т на высоту 9 м
производили при помощи домкратов и особых монтажных лестниц, укре¬
пляемых к железобетонным колоннам и опирающихся на фундамент.Выдающимся примером большепролетных балочных конструкций
являются два пятисекционных ангара в Лондонском аэропорту
(рис. XVII. 40), построенных в 1953 г.1 Балочное покрытие этих ангаров
состоит из главной надворотно.й балки, верхней обвязки тыльного каркаса,
поперечных балок и легкого покрытия со световыми фонарями, занимаю¬
щими около 45% всей площади (рис. XVII. 41, а). Общая длина каждого
пятисекционного ангара 273,5 м при ширине 33,4 м и высоте
в свету 13 м.The Structural Engineer, vol. XXX, N° 10, 1952.
§ 114. Примеры применения большепролетных балочных- конструкций 641\; Сборно-монолитные надворотные балки имеют расчетный пррлег,
45,6 м и коробчатое сечение 4,26 X 1,6 м при толщине боковых
стенок 10,2 см, днища 14'см и верха 20,3 см (рис. XVII. 41, б). Жесткость
балки обеспечивается применением сборных предварительно напряженных
диафрагм (рис. XVII. 41, в); диафрагмы имеют выступающие црн^дли;
с внешней стороны — для гребенки раздвижных ворот, а с внутренней’ J
для стальной подкрановой балки.Рис. XVII. 40. Ангар балочной конструкции (Англия)Возведение надворотнай балки осуществлялось на металлических
сборно-разборных подмостях. Прежде всего через каждые 4,5 м были
установлены сборные диафрагмы, и через специальные отверстия в них
были пропущены металлические трубки с пучками, расположенными по
параболическим кривым, кроме днища, где они были проложены гори¬
зонтально. Всего установлено 41 пучок, по 12 проволок диаметром 5 мм.
После установки арматуры бетонировали днище, боковые стенки и верх
балки. После приобретения бетоном 80% проектной прочности произво¬
дилось натяжение арматуры.На надворотную балку с одной стороны и продольную обвязочную
балку с другой укладывались сборные предварительно напряженные
балки (рис. XVII. 41, г) таврового сечения высотой 183 см при ширине
верхней полки 30 см и толщине полки и стенки 10 см, которые собирались
на строительной площадке из отдельных блоков длиной 2,1 м. В'верти¬
кальной стенке располагались по параболическим кривым 8 пучков про¬
волоки.По балкам укладывались прогоны треугольной формы, для фонарей,
а между ними кровельные листы из алюминия.*	**Рассмотренные выше большепролетные конструкции, осуществленные
с предварительным напряжением, в большинстве выполнялись как моно¬
литные, но некоторые из них в целях экономии леса бетонировались на
■642 Глава XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных зданийнулевой отметке и по достижении необходимой прочности поднимались
на высоту до 19 м.В последние годы предпочитают и большепролетные конструкции
выполнять сборными или сборно-монолитными. Примерами последних
могут служить: купол выставочного павильона Белградской ярмарки33,53-0,102 т : 0,102гараа —' поперечный разрез; б — надворот-
Оая балка; в г- деталь сборной диаф¬
рагмы; г — поперечные тавровые блоч¬
ные балки; /, 2 — опоры балки; 3—сбор¬
ные диафрагмы; 4 — специальные диаф¬
рагмы; о — анкеры типа Фрейссине;
$ — консоль для гребенки ворот; 7 —
консоль для подкрановой балки(в Югославии) диаметром 94 м (см. § 96, рис. XVI. 27) и волнистый свод
выставочного зала в Турине (Италия) пролетом 95 м (см. § 101,
рис. XVI. 46).В СССР разработан ряд проектов большепролетных конструкций
сборного типа пролетом до 100 м — в основном также с применением
тонкостенных оболочек и предварительного напряжения. Некоторые из
этих проектов уже осуществлены (см. § 100, рис. XVI. 43).
тГ JHfTTJt xvirrКОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОМЫШЛЕННЫХ
И ЖИЛИЩНО-ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙ§ 115. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯМногоэтажные здания с железобетонными несущими конструкциями
по своему назначению разделяются на две основные категории: 1) много¬
этажные промышленные здания и 2) многоэтажные жилищно-гражданские
здания.Промышленное здание может иметь полный каркас или только
внутренний каркас и наружные несущие стены; жилые крупнопанельные
здания выполняются двух основных типов: каркасно-панельные и панель¬
ные (бескаркасные).Многоэтажные промышленные здания с железобетонным каркасом
редко встречаются высотой более 5—7 этажей или 40 м (например, электро¬
станции).Предельная высота гражданских зданий с железобетонным каркасом
определяется главным образом экономическими соображениями. В годы
первых пятилеток многоэтажные здания строились высотой не более
12 этажей и в отдельных случаях до 15 этажей (Харьков, дом Госпрома).
Произведенные тогда исследования привели к выводу, что железобетонный
каркас с гибкой арматурой является экономически эффективным (по срав¬
нению со стальным) для зданий высотой до 15 этажей, а с жесткой армату¬
рой — до 20 этажей. Опыт строительства высотных зданий в Москве дает
основание считать, что предел целесообразного применения железобетон¬
ных каркасов с жесткой арматурой может быть повышен до 25 и даже
до 30 этажей. Однако этот предел условен и может меняться в зависимости
от разных причин.Для некоторых гражданских зданий экономичность применения
железобетонного каркаса, кроме этажности, зависит от назначения поме¬
щений и величины полезной нагрузки. Например, для универмага даже
при небольшом числе этажей железобетонный каркас может дать наилуч¬
шее решение, так как при нем помещения сравнительно мало загроможда¬
ются опорами, а в наружных стенах возможно устройство больших окон¬
ных проемов. Складские здания также выгодно возводить из железобе¬
тона, несмотря на небольшую этажность.По методам выполнения многоэтажные здания можно разделить на
1) с б о р н ы е, собираемые из заранее заготовленных (на заводе или поли¬
гоне) элементов; 2) с б о р н о-м онолитные, выполняемые из сбор¬
ных элементов (нередко — предварительно напряженных) и монолитного
бетона, укладываемого на месте, и 3) монолитные, возводимые
полностью на месте, с применением индустриальных методов строительства.В сборном и сборно-монолитном железобетоне могут осуществляться
как промышленные, так и жилищно-гражданские здания; в монолитном
преимущественно промышленные, а из них — только отличающиеся
большой разнотипностью элементов, особо мощными конструкциями или же
большими динамическими нагрузками.
644Глава XVIII. Конструкции многоэтажных зданий§ 116. МНОГОЭТАЖНЫЕ СБОРНЫЕ ПРОМЫШЛЕННЫЕ ЗДАНИЯВ последние годы особое внимание было уделено разрабртке много¬
этажных типовых производственных зданий со сборными железобетонными
конструкциями.В качестве предпосылок проектирования таких зданий для ряда про¬
изводств установлены следующие основные положения.В качестве наиболее удобной в технологическом и конструктивном
отношении принята унифицированная сетка колонн 6 X § м;большие раз¬
меры сетки (9 X 6 м) могут быть вызваны только размерами обррудования.
Как известно, излишне большие пролеты приводят к, увеличению высоты
балок, а следовательно, к увеличению объема конструкций,, высоты эта¬
жей и общей кубатуры здания, т. е. к увеличению его стоимости. Находит
применение и сетка колонн (7 + 3 + 7) X 6 м.Наименьшая ширина здания при одном ряде внутренних колонн полу¬
чается 12 ж, наибольшая же ширина ограничивается возможностью осве¬
щения дневным светом. Рекомендуется общую ширину здания, принимать
18, 24 и 36 м.Вы.сота этажа должна приниматься кратной модулю 600 мм9 причем
в пределах здания не следует допускать более двух разных высот этажей,
не считая подвала. В целях уменьшения числа типоразмеров сборных желе¬
зобетонных колонн рекомендуется принимать высоту этажей 4,2 и 4,8 ж,
иногда 5,4 и 6 му рекомендуемая высота подвалов 3,6 му иногда 4,2 м.Нормативные полезные нагрузки для перекрытий установлены в 500,
750, 1 000, 1 500 и 2 000 кг/м2; в отдельных случаях могут быть приняты
и другие нагрузки.Как отмечалось в главе XII, сборный: железобетонный каркас мно¬
гоэтажных зданий может быть решен в виде связевой или рамной
системы. Последняя система, пространственная жесткость которой дости¬
гается жесткостью узловых соединений, особенно целесообразна для моно¬
литного железобетона; при сборном железобетоне устройство жестких сое¬
динений осложняет изготовление и монтаж. Поэтому рамная система при¬
нимается в тех случаях, когда устройство соответствующих конструкций,
воспринимающих горизонтальные нагрузки, технически, или экономически
нецелесообразно или когда передача горизонтальных сил затруднена из-за
наличия отверстий в перекрытиях и пр.При связевой системе каркаса не только упрощаются узловые соеди¬
нения, но можно получить и экономию стали.за. счет облегчения заклад¬
ных частей и уменьшения расхода арматуры в колоннах.В табл. 44 приведено экономическое сравнение обеих систем \Таблица 44Сравнительные показатели связевой и рамной конструкции каркаса(в процентах)Полезная нагрузка в кг/м2 ГПоказательЕдиницаизмеренияСистема каркаса‘ 500750'1 000Расход сталикг/м2Связевая100100100Рамная116115109Стоимостьруб/м2Связевая100100100Рамная104105102.5 .1 АСиА СССР, Многоэтажные типовые производственные здания, Госстройиздат,1957.
§ 116, Многоэтажные сборные промышленные здания.645Какг,следует из таблицы,, с увеличениемполезно® нагрузки разница
между обоими вариантами по обоим- показателям уменьшается»Не следует в связевой системе отказываться от применения неразрез-
ных конструкций (ригелей, плит). Как показывают подсчеты, разрезная
конструкция дороже неразрезной на 25% и на нее расходуется на 6—10%
больше стали и на 33,5% бетона.Все это привело к принятию для многоэтажных типовых производствен¬
ных зданий (МТПЗ) связевой системы, однако в них пока приняты раз¬
резные конструкции.При обеих система* должна быть обеспечена прочность и простран¬
ственная жесткость здания как в плоскости ригелей, таки в перпендику¬
лярном направлении (распорки между колоннами).Как при связевой, так и при рамной системах различают две схемы
сборной железобетонной конструкции здания — балочную и без-б	а л о ч н у ю.Выбор той или другой схемы зависит главным образом от характера
производства, нагрузок, условий изготовления конструкций, а также от
размеров здания.1.	Балочная схема зданийБалочная схема зданий (рис. XVIII. I) состоит из колонн (с консо¬
лями), ригелей и настила (панелей); в случае наличия больших сосредо¬точенных нагрузок от оборудования элементы настила на соответствующих
участках могут быть заменены балками, опирающимися на ригели.Сечение колонн в балочной схеме может быть квадратное или прямо¬
угольное; рекомендуется его оставлять постоянным по всем этажам, кроме
646Глава XVJIL Конструкции многоэтажных зданийподвальногоГчизменяя сечения арматуры и марки бетона в соответствии
с изменением нагрузки. При невозможности выдержать постоянное сече-
иие.допу.скается изменять один размер (ширину) последнего, чтобы ригели
поручались постоянной длины,/ Для крепления ригелей колонны снабжаются железобетонными кон¬
солями и закладными металлическими частями.Места членения (расположения стыков) колонны зависят от выбран¬
ной конструкции узла.При относительно не:
большой полезной нагруз¬
ке (до 500 кг/м2) стык мо¬
жет быть назначен на
высоте 0,5—0,7 м от
уровня перекрытия (рис.
XVIII. 2, а), что создает
удобные условия для про¬
изводства работ.При большей полез¬
ной нагрузке может быть
применен жесткий узел
соединения ригелей и
колонн на уровне верха пе¬
рекрытия (рис.XVIII. 2,6),
а в случае шарнирного
соединения колонн и жест¬
кого стыка ригелей, а так¬
же в случае узла «стакан¬
ного» типа,стык колонн рас¬
полагается в толще пере¬
крытия (рис. XVIII.2, в).В практике строитель¬
ства встречаются и другие
решения, например, при
значительных нагрузках (до 1 ООО кг/м2), когда при сохранении жест¬
ких узлов монолитными разрезают только колонны (рис. XVIII. 2, г)
или колонны и ригели (рис. XVIII. 2, д) и идут на усложнение конструк¬
ции элементов — ригели с отростками, крестообразные стойки.Распространенным стыком колонн является стык со сваркой по пери¬
метру колонны, причем для удобства выверки колонны по ее центру
укрепляют стальную прокладку (рис. VI. 4,6).Хороший стык, способный воспринимать моменты, применимый при
связевой и рамной системах, получается с применением вертикальных
стыковых стержней (рис* XVIII. 3), привариваемых к рабочей арматуре
нижней и верхней частей колонн. Монтажное крепление в этих случаях
может выполняться на болтах. Для заполнения шва в стыке следует при¬
менять нагнетание цементного раствора через заложенные в колонны
трубки; целесообразно применять здесь расширяющийся цемент.Для обеспечения рихтовки колонн предусмотрена центрирующая
прокладка.Сопряжение ригеля с колонной является ответственным узлом. Кон¬
струкция его должна удовлетворять требованиям прочности, удобства
монтажа, а также минимальной затраты труда.Конструкция узла зависит от общей конструктивной схемы здания
(рамная или связевая); рамная система утяжеляет закладные детали
и требует больше сварки.о)irща9РСтыки
Стыни,пСтыки□ИС*П*1а:н33mфГТТН^-24000-Рис. XVIII. 2. Конструктивные схемы каркасов с раз¬
ным расположением стыков в колоннах и ригелях
§ 116. Многоэтажные сборные промышленные здания«47Гипротис разработал балочную конструкцию многоэтажного здания
связевой системы. Ригели таврового сечения рассматриваются как разрез¬
ные; они свободно опираются на консоли колонн. В консолях заложены
стальные листы со штырями для фиксации и закрепления ригелей. Соеди¬
нение ригелей поверху осуществляется уголковыми накладками, проходя¬
щими снаружи колонн, с расчетом на восприятие возможных усилий при
монтаже (рис. XVIII. 4). Зазор между ригелем и колонной заливается
бетоном марки 200.Соединение ригелей между собой и с колонной при связевой системе
лучше выполнять с частичным защемлением; в этом случае сечение соеди;Do 1-S[до з ам о но л и чпВплия)^
j	По 1-1 _
{после за монолит Вани я)'7%>гъ1—;61&111111сj11ч11-аРис. XVIII. 3. Стык колонн с накладками/ — стыковые стержни; 2 —рабочие стержни; 3 — монтажные проушины из уголка; 4 — треугольная
шайба; 6 — монтажный болт; 6 — монтажные сварные швы; 7 — сетка из проволоки, d = 3 мм; 8 —бетон марки 300няемой верхней арматуры ригелей и сечение накладок рекомендуется
принимать равным 30% от сечения арматуры в пролете.При рамном решении каркаса конструкции жестких узлов — сопря¬
жение ригелей между собой и с колоннами — выполняются, как реко¬
мендовано в главе XV. Все три указанных основных типа узлов применимы
в 'зависимости от конструкции каркаса и предъявляемых требований.
Могут найти применение и другие рациональные узлы.	.На рис. XVIII. 5 показан вариант жесткого узла. В нем стык колонны
совмещен с уровнем верхней арматуры ригелей; стыковые стержни, про¬
пущенные через зазор между торцами, соединяются с накладками ригелей,
а в нижней части уголки ригеля привариваются к закладным стальным
пластинкам в верхней плоскости консоли.Перекрытия при балочной схеме обычно выполняются из крупных
ребристых плит (панелей) шириной 1—1,5 м (см. рис. XIII. 58 и XVIII. 1).В случаях, когда необходим гладкий потолок, могут найти приме¬
нение и многопустотные панели.
648Глава XV7T7, Конструкции многоэтажных зданийНастил (панели) рекомендуется опирать на ригель поверху, что,
помимо надежности, дает возможность проще устраивать сквозные каналы
в перекрытии и опирать на ригели балки под тяжелое оборудование.
При умеренных нагрузках находит также применение укладка на¬
стила по Полочкам риге¬
лей (см. pric. XV. 14, а).В связевой системе,
учитывая передачу гори¬
зонтальных нагрузок на
вертикальцые жесткие кон¬
струкции, здания, следует
надежно соединять эле¬
менты настила на опорах.
Обычно такие соединения
осуществляются путем при¬
варки элементов настила
к закладным деталям ри¬
гелей и заливки швов це¬
ментным раствором с
укладкой в швы на опор¬
ных участках сварных кар¬
касов. Элементы настила,
укладываемые по осям ко¬
лонн (см. рис. XVIII. 4),
должны быть соединены с
колоннами и ригелями для
обеспечения прочности и
жесткости при монтаже.В рамных системах
укрепленный таким обра¬
зом настил заменяет жест¬
кие распорки.Кроме рассмотренных
сбор ных многоэтажны х
производственных зданий
обычного типа с весом
отдельных элементов не
более 5 т, выполняются
в сборном железобетоне и
крупные промышленные
объекты с отдельными эле¬
ментами большего веса.
Можно указать на построенный в последнее время главный корпус
Кировской ТЭЦ в Ленинграде \ в котором вес отдельных элементов
достигал 36 т.При проектировании этого здания (рис. XVIII. 6) обычная рамная
схема подверглась незначительным изменениям введением дополнитель¬
ных шарниров: шарнир А в Г-образной раме в верхней части деаэратор-
ного отделения и шарниры Б в П-образной раме (подбункерная галерея).Сборные железобетонные элементы здания (длиной до 12 м и весом
до 18,2 т) изготовлялись на заводе железобетонных изделий в 20 кмРис. XVII1. 4. Средний узел балочной конструкцииУ — колонна; 2 — прогон; 3 — крупнопанельные плиты; 4 —
монтажные штыри*и уголки (после приварки прогонов сре¬
заются); 5 — бетон марки 2001 Проект Кировской ТЭЦ был разработан Ленинградским отделением Теплоэлектро-
проекта совместно с трестом Севэнергострой еще в 1950 г., но строительство началось позже
и было закончено в 1956 г.
§ 116. Многоэтажные сборные промышленные здания649от строительной площадки и доставлялись на место по железной
дороге.До установки сборных элементов, на место была произведена укруп-
нительная сборка колонн, а также Г- и П-образных рам — в расчёте на
использование крана грузоподъемностью 40 пг.Разрез по 1-1 ,'	Рис. XVIII. 5. Жесткий узел со стыком колонн в уровне перекрытия1 — консоль колонны; 2 — колонна вышележащего этажа; 3 — ригель; 4 — монтажный болт; 5 — стыко¬
вые накладки; 6 — центрирующая прокладка; 7 — монтажная сварка; 5 —газовая трубка для нагне¬
тания раствора в стыкНаибольшая длина монтажных элементов была 21 м при весе 35,8 т.Большое внимание было уделено выбору конструкций монтажных
и укрупнительных стыков (рис. XVIII. 7). Впервые был широко применен
способ дуговой ванной сварки. Сопряжения колонн с*фундаментами осу¬
ществлялись путем такой же сварки выпусков арматуры, причем колонны
для центрировки и устойчивости были снабжены особым металлическим
зубом (отрезок трубы).Рамный узел — сопряжение ригеля с колонной — также был свар¬
ной. При недостаточно точном совпадении выпусков арматуры применя¬
лись короткие вставки из соответствующей арматурной стали.Междуэтажные перекрытия и покрытия выполнены из сборных реб¬
ристых панелей. Продольная жесткость здания обеспечивается обвязоч-
Глава XVIII. Конструкции многоэтажных зданий27.51 jJ2&S6
J\24J2Рис. XVIII. 6. Рама бункерного и деаэраторного отделений и колонна машин¬
ного зала ТЭЦ в сборном железобетоне/ — железобетонный укрупнительный стык; 2 — железобетонный стык, выполняемый на местеПо НРис. XVIII. 7. Стык ригеля с колонной (к рис. XVIII. 6)/ — колонна; 2 — ригель; 8 — сварной стык со вставкой из арматурной стали; 4 — бетон;б	— монтажные столикц для распорок между колоннами
§ 116. Многоэтажные сборные промышленные здания651ными балками (распорками) коробчатого сечения, расположенными по
осям колонн в уровне перекрытий.Сооружение Кировской ТЭЦ явилось первым опытом подобного
строительства из крупных элементов в СССР.Имеются примеры выполнения таких сооружений (электростанций)
и в других странах (Венгрия, США и др.).2.	Безбалочная схема зданийБезбалочная схема рекомендуется для широких зданий и в тех же
случаях, что и безбалочные перекрытия (§65), а также тогда, когда нет
значительного числа больших отверстий. Эта схема сборных промышлен¬
ных зданий (рис. XVIII. 8), предложенная д-ром техн. наук В. В. Бург-
маном, образуется из небольшого числа типов сборных элементов, а именно:
колонн, капителей, балок-плит, опирающихся на капители колонн,
и плит-панелей, опирающихся на балки-плиты. Колонны отодвинуты
от самонесущих стен, лифтов и лестничных клеток на половину ширины
капители, благодаря чему сборные элементы в пределах этажа (рассчитан¬
ные на одну нагрузку) однотипны. Наибольший вес элементов не превос:
ходит 5 т.Колонны принимаются квадратного сечения, которое также должно
выдерживаться постоянным по всем этажам, кроме подвального. Для удоб¬
ства изготовления и транспортирования колонну следует выполнять в виде
двух элементов — стержня колонны и капители. Колонны армируются
сварными каркасами, капители — минимальной конструктивной арма:
турой. Марка бетона принимается от 200 до 400.После установки колонн укладывают балки-плиты, скрепляемые
с капителями при помощи закладных частей. Плиты-панели укладывают
последними и также скрепляют с балками-плитами при помощи заклад¬
ных частей. Балки-плиты и плиты-панели рекомендуется выполнять
пустотелыми. Марка бетона 200.О конструкциях балок-плит и плит-панелей было сказано в главе XIII,
§ 70, п. 2.Стык колонны и капители может быть выполнен по горизонтальной
плоскости примыкания колонны к капители аналогично стыкам колоцн.
Возможно также соединение колонны с капителью путем образования
стакана в теле капители. Для укладки капители из колонны могут быть
выпущены небольшие консоли.Для проверки конструкций В. В. Бургманом испытано три типа капи¬
телей: криволинейного очертания, пирамидальная и плоская. Наиболее
простой в изготовлении и монтаже оказалась плоская капитель, показан¬
ная на рис. XVIII. 9, а. Плоская капитель опирается на уступы колонцы
и закрепляется путем замоноличивания бетоном марки 300; соедине¬
ние колонны е капителью возможно в порядке укрупнихельного
монтажа.Конструкция этого узла обеспечивает жесткое, сопряжение надко-
лонных панелей между собой и с нижней колонной и шарнирное опирание
колонны верхнего этажа.Недостатком узла является некоторое ослабление верхнего сечения
колонны. В позднейшем варианте узла этот недостаток устранен путем
устройства у колонны консоли, выступающей по периметру.На рис. XVIII. 9, б приведен надколонный узел, разработанный
Промстройпроектом. Сборная капитель, установленная на консоли ко¬
лонны и скрепленная заваркой закладных частей, образует стакан. Это
создает возможность устройства жесткого стаканного стыка на уровне
652Глава XVIII. Конструкции многоэтажных зданий: перекрытия. Надколонные балки-плиты попарно связаны арматурными
стержнями, приваренными к закладным деталям.I В [конструкции безбалочного перекрытия, разработанного Институ¬
том Гипрохолод, также принята пирамидальная кацитель с отверстиемРис. XVIII; 8. Типовое многоэтажное производственное здание со сборными железобетон¬
ными безбалочными перекрытиями
а — поперечный разрез; б — участок плана; в — балка-плита; г — колоннадля пропуска оголовка колонны круглого сечения (рис. XVIII, 9, в).В табл. 45 приведены технико-экономические показатели трех типов
сборных безбалочных конструкций.
§ 1W. Многоэтажные сборные промышленные здания653.а)2Г■-250-План-тПо 5-5р— 700-
I 60ЯОграничитель]
\для .бетонаРис. XVIII. 9. Узлы сопряжения перекрытий с колоннами
-654Глава XVIII. Конструкции многоэтажных зданийТаблица 45Технико-экономические показатели сборных безбалочных конструкцийТип конструкцииКпСН1£-Ё
5 и Л5 « я а
С sc sc *• V ск 5 5
£ и° 3 а
ElgО <U S3>, <uoq asПриведенный расход
на 1 м2 перекрытиябетона
в смстали
в кгb <ил я8*5l‘JЧ^Ро
О ® сох со aо&tf* ® В Ь* Й 40 XУ 5 я о о
/? S н ЛОн*0-0 * р.С плоской капительюС пирамидальной ка-
пйтелью (Пром¬
стройпроекта) . . .С пирамидальной ка¬
пителью (Гипрохо¬
лода) «•»«(»•1 ООО1 ООО2 0001,8—51.9—51.75—4.9200—300200—300200—30021,3(19.5)24,2(21,9).24(22)25,3(21,3)24,3(21.1)27,8(24.3)2,9(3.15)7,1(8)13(14.5)12,1(10)4.5(5)2,6(3)Примечание. Показатели в скобках даны для элементов перекрытия без учета
колонн.План5'/LUДля окончательного выбора эффективных, надежных и удобных в про¬
изводстве базбалочных перекрытий требуются дальнейшие эксперимен¬
тальные и производственные исследования.В Венгрии нашла применение сборная безбалочная система много¬
этажных промышленных зданий, отличная от нашей. На рис. XVIII. 10приведена безбалочная конструк¬
ция осуществленного пятиэтаж¬
ного здания в г. Сольноке с сет¬
кой колонн 6 X 6 ж, рассчитан¬
ная на полезную нагрузку
1000 кг/м\На колонны, изготовленные в
металлических формах в один или
два приема (стержень и капи¬
тель), укладывают надкапитель-
ные плиты толщиной 23 см. В
центре плиты оставлено круглое
отверстие диаметром 180 см, в ко¬
торое входят выпуски арматуры
колонны нижнего этажа; при мон¬
таже отверстие заполняется бе¬
тоном. Края надкапительной
плиты заканчиваются консолями,
на которые опираются надколон-
ные плиты толщиной 18,5 см;
концы этих плит заканчиваются
скосами.Пролетные плиты толщиной
14 см таким же путем опираются
на скошенные края надколонных
плит.Таким образом, между плитами образуются пазы шириной 65—70 см
и глубиной 10—18 см, в которые входят выпуски арматуры смежных плит;
по окончании монтажа конструкции замоноличиваются.рхI $/, /, 7П |«-260—<3zL	; грАч<s 1
b-i2	2
——tri£ 1Л Г(зет \Й|JL,;Ь	 .7 иогГПТГ.■6000-Рис. XVIII. 10. Конструкция здания по без-
балочной схеме (Венгрия)/ — надкапительные плиты; 2 — надколонные
плиты; S — пролетные плиты; 4 — колонна; б —
балкн для опирания Крайних элементов
§ 117, Многоэтажные сборно-монолитные здания655Стык колонны осуществляется путем сварки выпусков арматуры
с последующим замоноличиванием. Крайние колонны имеют полукапи-
тели, на которые параллельно наружным стенам укладывают балку. На
консольные выступы последней опираются крайние элементы перекрытия.Монтаж одного этажа продолжался 2 недели — срок, необходимый
для твердения бетона в стыках.Общая приведенная толщина перекрытия .(включая объем колонн)
составляет 21,5 см при расходе стали 24 кг/м2.Наибольший вес элемента перекрытия 4 т, колонны — 3 т.Наружные стены многоэтажных производственных зданий могут
быть решены трояко: а) в виде несущих стен — при высоте до 4 этажей
и при относительно небольших полезных нагрузках (500, 750 кг/м2)-,б)	в виде самонесущих стен — при большем числе этажей и больших
нагрузках и в) из легкобетонных блоков или панелей, укрепленных
к каркасу здания, — при большом числе этажей. Последняя конструкция
особенно целесообразна при больших проемах или ленточных окнах.
Стеновые блоки (заполнение) целесообразно изготовлять с применением
керамзита, автоклавного пенобетона и пр.В многоэтажных зданиях (балочной и безбалочной систем) темпера¬
турно-усадочные швы следует устраивать, как правило, на двойных колон¬
нах без вставки.§ 117. МНОГОЭТАЖНЫЕ СБОРНО-МОНОЛИТНЫЕ ЗДАНИЯСущество сборно-монолитной конструкции состоит в том, что растя-
нутую зону элементов образуют сборные элементы, обычно предварительно
напряженные, а сжатую зону образует обычный монолитный железобетон.
Так, предварительно напряженные сборные балки для перекрытий
изготовляются не на полную высоту сечения, а только в виде нижней части,
из которой выпускаются кверху закрытые хомуты с монтажными стерж¬
нями для связи с верхней, монолитной, частью перекрытия. После устрой¬
ства стыков сборных частей колонн, балок и плит с укладкой дополнитель¬
ной арматуры производится бетонирование оставшихся частей и полное
замоноличивание перекрытия.В Англии 1 подобные сборно-монолитные конструкции нашли зна¬
чительное распространение при строительстве многоэтажных промышлен¬
ных зданий.Отметим конструктивные особенности элементов такого здания на
примере осуществленного объекта (надстройка двух этажей в Лондоне).На рис. XVIII, 11 показаны балочные клетки перекрытия над чет¬
вертым этажом здания и его покрытия — с разным направлением глав¬
ных и второстепенных балок; колонны предусмотрены на один и два этажа.Средние двухэтажные колонны (высотой 8,1 м), поддерживающие
балки перекрытия и плоского покрытия (рис. XVIII. 12, а), имеют на
уровне перекрытия незабетонированные участки высотой 76 см. Соедине¬
ние частей колонны достигается заделкой в них по* середине сварного
каркаса решетчатой конструкции из обычной стали независимо от основ¬
ной арматуры колонны, заложенной по периметру сечения железобетон¬
ных частей.Во внешних колоннах (рис. XVIII. 12,6) вместо разрыва сделаны
вырезы для укладки балок, а часть колонны с внешней стороны остается
забетонированной.1 Фирма «Орлит Лимитед>.
Глава XVIII. Конструкции многоэтажных зданийСоединительная арматура в обоих случаях рассчитана на восприятие
усилий при монтаже и служит как арматура колонны при устройстве
•уэлов “на Месте.- :иВ средней колонне соединительный арматурный каркас состоит из
четырех круглых стержней диаметром 22 мм и приваренных к ним четырех
решеток из стержней диаметром 9,5 мм.Рис. XVIII. 11. Сборно-монолитный каркас/ — двухэтажная колонна; 2 — одноэтажная колонна; 3 — предварительно напряженные главные
балки; 4 — предварительно напряженные пустотелые вспомогательные балкп; 5 —обвязочные балки:'6 — плиты перекрытия и покрытия	JHa уступы железобетонных частей колонны опираются главныебалки, а на них — второстепенные балки, причем прокладкой верхних
стержней достигается неразрезность балок.Главные балки имеют только нижнюю часть ребра сборную
(рис. XVIII, 12, в); верхняя часть балки (часть ребра и полка) бетони¬
руется на месте.Нижняя часть главной балки имеет ширину 30 см и высоту '23 см;
над ней выступают выпущенные замкнутые хомуты на высоту до 60 см и
к ним приварена верхняя арматура.Монолитная верхняя полка балки имеет ширину 92 см.Сечение второстепенных балок пустотное, различной ши-*
рины и высоты; в виде сборного элемента изготовляется нижняя часть
е выпущенными хомутами, служащими для связи с полкой балки, бетони¬
руемой на месте (рис. XVIII. 12, г); полость в балке квадратная со стороной
§ 117. Многоэтажные сборно-монолитные здания657около 15.Полки балки шириной 81 см ограничены скосами утоненных
концов .щит : перекрытия.Обвязочные балки имеют Л-образное сечение и также делаются с желе-;
зобетонной счастью, бетонируемой на месте и связываемой со сборной
частью ;при помощи выпущенных хомутов и продольной арматуры. vо)Рис. XVIII. 12. Детали сборно-монолитной конструкции (к рис. XVIII. II)с —средняя двухэтажная колонна; б — крайняя двухэтажная колонна; в—главная и второстепен¬
ные балки Над одноэтажной колонной; г — внешняя обвязка L-образного сечения и второстепенная
балка; / — колонна; 2 — жесткий каркас арматуры; 3 — арматура колонны; 4 —главная балка; 5 и7	— обвязочные балки; 6 — второстепенная балка; 8 — плитыСборные плиты (настилы) перекрытия и покрытия укладывают поверх
сборных частей второстепенных балок.Колонны, главные и второстепенные балки, обвязки и плиты перекры¬
тий соединяются привязываемыми стержнями арматуры; затем бетони¬
руется верхняя часть главных и второстепенных балок и одновременно
производится заливка швов между плитами и примыкающими к колоннам
элементами, что обеспечивает монолитное соединение всех сборных кон¬
струкций. Для замоноличивания конструкций устанавливается опалубка
и поддерживающие ее стойки.
6.58Глава XVIII. Конструкции многоэтажных зданийВ СССР также имеются примеры проектирования многоэтажных
зданий сборно-монолитной конструкции (например, в Гипрогидролизе)
с разработкой всех деталей для выполнения их в сейсмических районах,
что несомненно является целесообразным решением.По-иному решает эту задачу Институт промышленных зданий и соору¬
жений (НИИПС) АСиА СССР \Для принятой сетки колонн в НИИПСе разработана сборно-монолит-
ная конструкция каркаса и перекрытий типовых многоэтажных промыш¬
ленных зданий с доведением до минимума объема бетона на замоноли-
чивание на месте (до 11 % от общего объема бетона несущих конструкций).Сборные железобетонные конструкции каркаса и перекрытий (на
полезную нагрузку 1 ООО кг/м2) включают четыре типовых элемента
(рис. XVIII. 13): колонну, капительную плиту, междуколонную и пролет¬
ную многопустотные плиты.На короткие консольные выступы колонн опираются капительные
плиты, на четверти которых укладываются междуколонные плиты (выпол-
няющие'роль горизонтальных элементов каркаса), а на четверти послед¬
них — пролетные плиты.Колонны с поэтажной разрезкой имеют во всех надземных эта¬
жах здания одинаковое сечение (35 X 35 см) и различаются по несущей
способности только сечением арматуры и маркой бетона. Сечения колонн
подвального этажа увеличены до размеров 40 X 40 см. Колонны арми¬
руются пространственными сварными каркасами из стали марки 25Г2С.
Вес колонны наземной части здания 1,57 т, подземной — 2,02 т.Стык колонн осуществляется посредством сварки всех рабочих стерж¬
ней ванным способом и замоноличивания.Капительная плита квадратная в плане армируется сварными
сетками. При замоноличивании перекрытия рабочая высота капительной
плиты увеличивается с 32 до 47 см. Для скрепления с колонной к нижней
сетке капительной плиты электросваркой прикреплены металлические
пластинки, привариваемые к закладным деталям колонны.Междуколонные плиты имеют по три овальные сквозные
пустоты и армируются проволокой с предварительным напряжением;
кроме того, для повышения прочности плиты армируются конструктивными
сварными сетками из холоднотянутой проволоки диаметром 3 и 4 мм
и вертикальными сварными каркасами. Верхняя плоскость этих плит
располагается на 5 см ниже плоскости пролетных плит. Этот перепад
уничтожается путем укладки слоя монолитного бетона; сетки, уклады¬
ваемые перед замоноличиванием, привариваются к выпускам арматуры
пролетных плит. Вес междуколонных плит 2,6 /п.Пролетные плиты имеют по четыре сквозные овальные пустоты
и также армируются проволокой с предварительным напряжением и кон¬
структивными сетками и каркасами; для соединения плит на опорах из
торцов выпускаются на 15 см верхние стержни каркасов.Для несущих элементов каркаса применяется бетон марки 300; только
колонны нижних этажей выполняются из бетона марки 400.Сборно-монолитные конструкции с плоскими панелями (без балок)
дают возможность наиболее рационально использовать внутреннее про¬
странство этажей.Наружный ряд колонн имеет такие же капительные плиты, в связи
с чем стены здания отнесены от оси колонн на половину ширины капители.1 В. В. Б у р г м а н, Б. Н. 3 а в а д и в к е р, Л. И. Нейшта дт, Новыесборно-монолитные железобетонные конструкции многоэтажных промышленных зданий,«Бетон и железобетон» № 10, 1957.
§ 117, Многоэтажные сборно-монолитные здания659Рис. XVIII. 13.
Сборно - монолитное
перекрытие НИИПСа — план и разрезы;
6 — деталь узла; / — ко*
лонна; 2 — капитель;
3— междуйолонвап пли¬
та; 4 — пролатна* пли¬
та; б — монолитный бе¬
тон;*—стеновая панеЛь;
7—температурный шов
тГлава XVIII. Конструкции многоэтажных зданийП|>и э!гой кбнструкции каркаса могут применяться как навесные панели
стен, опираемые по контуру здания на междуколонные плиты, так и
самонесущие стены из крупных блоков или кирпича.Статическйй расчёт конструкции каркаса производится как связевой
г}ррЬтранств1енной системы; элементы рассчитываются только на верти¬
кальный нагрузки с учетом частичной заделки пролетных и междуколон-
ных плит на опорах; опорные сечения плит рассчитываются на изгибаю¬
щий моментТ а б л и ц а 46Сравнительный расход материалов(при расчетной полезной нагрузке 1 ООО ‘ кг/м2)М = —0L24Виды перекрытийРасход материалов ,на 1 м2
перекрытиябетон в м3сталь в кга пролетные сечения — на мо¬
ментм=—.m 12Г ипротисй' (балоч¬
ное) . ч ... .
Промстргойп роркта
(безбалочное). J
НИИПСа (сборно¬
монолитное) . .0,1920,2420.15627.5
24,311.6Сборно-монолитная капи¬
тельная плита рассчитывается
как консоль на полную симме¬
тричную нагрузку и, кроме того,
на монтажные нагрузки; в по¬
следнем случае в расчет вклю¬
чается высота только сборной
части капительной плиты, а монолитный бетон считается нагрузкой.Вес сборных элементов не превышает 3 т, что позволяет применять
распространенные на строительстве ’ 3-тонные монтажные краны.Предложенная НИИПС сборно-монолитная конструкция многоэтаж¬
ного промышленного здания является эффективной, о чем свидетельствуют
данные; /гзбл. 46. Однако, для того чтобы эту конструкцию можно было
широка, применять в строительстве, необходима еще тщательная экспе¬
риментальная проверка.§ 118. МНОГОЭТАЖНЫЕ ПРОМЫШЛЕННЫЕ ЗДАНИЯ С МОНОЛИТНЫМ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫМ КАРКАСОМ '/В промышленном строительстве встречаются многоэтажные здания,
отличающиеся разнотипностью конструкций и большим числом отверстий
в перекрытиях (например, некоторые корпуса коксохимических заводов)
или большой высотой, различными пролетами, тяжелыми нагрузками (на¬
пример,, агломерационные фабрики, электростанции), что крайне затрудняет
типизацию элементов и применение сборных железобетонных конструк¬
ций. В этих случаях возможны два решения: изменить технологический
процесс и перепроектировать всю схему здания, приспособив ее к сборным
конструкциям, или обратиться к монолитному железобетону. При выпол¬
нении в монолитном железобетоне возможны два случая,., В относительно
небольших зданиях может быть применен монолитйыи железобетонный
каркас с ребристыми или безбалочными перекрытиями, выполняемый
в обычной опалубке.В больших зданиях значительной высоты при тяжелых нагрузках
и пр. для индустриализации возведения монолитного каркаса здания
оледует применять для армирования несущие сварные каркасы, позволяю¬
щие обходиться без трудоемких коренных и поддерживающих лесов.Опыт строительства электростанций с применением несущих каркасов
подтвердил их эффективность в смысле сокращения сроков выполнения.
§ 118. Многоэтажные здания с монолитным каркасом. На рцс. XVIII. 14, а показано'армирование несущими арматурными
каркасам^ многоэтажной железобетонной рамы бункерного и дёаэрахор:
ного отделений главного корпуса электростанции..Несущие арматурные каркасы каждой рамы проектируются в ЁЙдё
отдельных арматурно-опалубочных блоков возможно большего веса и раз¬
мера, с учетом полного использования грузоподъемности механизмова — общий вид; 6 — разбивка несущих каркасов на блоки	*и удобств транспортирования.. Рекомендуется разбивка на следующие
блоки: балки и ригели — в пределах одного пролета,, колонны — в пре¬
делах одного или нескольких этажей.Для сокращения числа типов несущих, каркасов и увеличения обора¬
чиваемости опалубки следует унифицировать сечения железобетонных эле¬
ментов и в пределах одинаковых сечений достигать необходимой несущей
способности за счет укладки дополнительных стержней арматуры. :
На рис. XVIII. 14, б показаны три варианта разбивки рамы бункер:
ного И; деаэраторного отделений на блоки несущих каркасов. ; ,
662Глава XVIII. Конструкции многоэтаокных зданийВозможны и комбинированные конструкции. Например, при несущих
каркасах {зам продольные балки перекрытия, имеющие обычную арматуру,
могут быть выполнены с опиранием инвентарной опалубки на эти каркасы.Рис. XVIII. 15. Сопряжение сборных балок с несущим каркасомригеляМожет быть применено и сочетание несущих каркасов со сборными
железобетонными конструкциями.На рис. XVIII. 15 показано сопряжение сборных железобетонных
балок с несущим каркасом ригеля.§ 119. ПРИМЕНЕНИЕ В КАРКАСНЫХ МНОГОЭТАЖНЫХ ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЯХ
ЖЕЛЕЗОБЕТОНА С ЖЕСТКОЙ АРМАТУРОЙКак известно, в конструкциях зданий значительной высоты (примерно
до 25—30 этажей) может быть применен стальной или железобетонный
каркас.Железобетонный каркас с жесткой арматурой, как показал опыт,
сохраняя преимущества стального каркаса в отношении удобства и ско¬
рости возведения здания, в то же время позволяет значительно снизить
расход металла по сравнению со стальным. При этом в целях наибольшей
экономии металла сечение жесткой арматуры подбирается минимальным,
но обеспечивающим возможность ее работы как стальной (цеобетонирован-
ной) конструкции в процессе возведения; полная же расчетная нагрузка
воспринимается железобетонным сечением с добавлением гибкой арматуры.
Кроме, того, с применением железобетона с жесткой арматурой (вместо
стального каркаса) повышается жесткость самого здания и достигаются
большая огнестойкость и долговечность конструкций.Каркасы многоэтажных зданий из железобетона с жесткой арматурой,
так же как каркасы из сборного железобетона, могут быть решены по двум
системам — рамной и связевой (со связями). В железобетонных каркасах
высотных зданий Москвы на Смоленской площади и у Красных ворот
применена рамная система, а в каркасах здания на Котельнической на¬
бережной и на площади Восстания — система с железобетонными свя¬
зями.Рамная система легко выполнима в железобетоне и имеет то ценное
преимущество, что внутренняя планировка здания, не стесненная допол¬
нительными вертикальными стенками, решается более свободно и просто;
недостатком ее является больший расход стали. В системе со связями в виде
железобетонных стенок можно достигнуть экономии стали, но наличие
в связях проемов может усложнить их устройство и снизить конструктив¬
§ 119. Применение в \многоэтажных зданиях железобетона с жесткой арматурой 663ную эффективность., Поэтому целесообразно в каждом отдельном случае,
исходя из заданной жесткости (предельного отклонения верха здания дт
вертикали и предельного перекоса панели) и конструкции здания, нали¬
чия проемов и производст- .
венных условий, найти а
оптимальное решение —
рамное, со связями или
смешанное.Все каркасы жест¬
кой арматуры выполняют^
ся на сварке, что дает
около 14% (от веса кар-з
каса) экономии стали.Колонны каркасов
обычно изготовляются на
2 этажа 'рис. XVIII. 16, а),
причем монтажные стыки
выполняются так, что на¬
грузка передается через
фрезерованные торцы.Монтажные узлы сопряже¬
ния ригелей каркаса с
колоннами решаются до¬
статочно просто. На
рис. XVIII. 16, б показан
узел каркаса в здании на
Котельнической набереж¬
ной, разработанный без
применения каких-либо
горизонтальных диафрагм,
затрудняющих последую¬
щую укладку бетона; узел
прост и удобен при мон¬
таже.Ригели крепятся мон¬
тажными болтами к
элементам сопряже¬
ния (консолям и сто¬
ликам), приваренным
на заводе к колону
нам.В многоэтажных
(высотных) зданиях с
железобетонным кар¬
касом междуэтажные
перекрытия выпол¬
няются железобетон¬
ными как в целях
огнестойкости, так идля использования их в качестве жестких горизонтальных диафрагм.В высотных зданиях на Смоленской площади и на Котельнической
набережной (Москва) перекрытия были осуществлены монолитными с ук^
ладкой бетона в них одновременно с обетонированием колонн и ригелей
каркаса; в других высотных зданиях — Московский государственный
университет и гостиница на Дорогомиловской набережной перекрытияРис. XVIII. 16. Конструкции узлов жесткой арматуры
664Глава XVIII. Конструкции многоэтажных зданийобразованы из сборных крупноразмерных панелей, изготовлявшихся
у места постройки в железобетонных матрицах. :Заполнейие каркаса наружных стен выполнено из многодырчатого
кирпича в сочетании с облицовочными керамическими блоками. Минималь¬
ная толщина стены 50 см {1V2 кирпича плюс керамический блок толщи¬
ной 11 см).	■ ’ ■Таким образом, сравнивая железобетонные каркасы со стальными,
можцо отметить следующие достоинства и недостатки железобетонных кар¬
касов. К'достоинствам относятся: огнестойкость, большая жесткость всего
каркаса и легкость обеспечения жесткости узлов, значительно меньший
расход стали (на 30—50 %); к этому следует Добавить ^ меньшую стоимость
здания — йримерно на 10% -г- при высоте до 25 этажей.' К недостаткам относят: несколько большие сечения колонн в нижних
этажах и затруднительность расширения здания и переделок при измене-
нки характера его использования; кроме того, в зимнее время удорожается
бетонирование железобетонного каркаса.Главнейшими преимуществами стальных каркасов являются меньший
собственный вес и несколько меньшие сечения конструкций, что позволяет
получить наибольшую полезную площадь здания.§ -12Q. О РАСЧЕТЕ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОМЫШЛЕННЫХ И ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙПри выборе расчетной системы в каждом отдельном случае следует
исходйть из общей схемы и конструктивных особенностей рассчитываемого
здания. При этом необходимо учитывать взаимодействие всех частей зда¬
ния как пространственного целого. Так, для восприятия ветровых и других
горизонтальных сил следует по возможности использовать жесткость меж¬
дуэтажных перекрытий, поперечные и продольные массивные стены, лест¬
ничные клетки, железобетонные стенки, бункеры и т. п. 1 . При этом тор¬
цовые, поперечные стены и лестничные клетки рассматриваются как кон¬
сольные конструкции. Расстояние между поперечными стенами, при кото^
ром перекрытия могут рассматриваться как неподвижные опоры для наруж¬
ных стен, не должно превышать 30—40 м. Если же поперечные стены, лест¬
ничные клетки и пр. не могут воспринять горизонтальных усилий, послед¬
ние должны быть восприняты рамами. Иногда выгодно устраивать особые
жесткие поперечные диафрагмы из бетона или железобетона.Отсюда и вытекают два основных решения — связевая и рамная си¬
стемы независимо от вида каркаса здания — сборный или монолитный
(с применением жесткой арматуры).На выбор системы влияет и наличие значительных динамических на¬
грузок; в этом случае предпочтительна рамная система.: Рамным системам нередко следует также отдавать предпочтение при
узких промышленных зданиях.Общие соображения о расчете рамных конструкций были даны
в главе XV.В обычных случаях обвязочные балки, связывающие наружные
стойки каркаса, служат в то же время и перемычками окон. При расчете
обвязок постоянными нагрузками являются вес заполнения и собствен¬
ный вес примыкающего перекрытия, а временной — нагрузка на перекры¬
тии.1	Следовало бы учитывать и влияние стенового заполнения на повышение устойчи¬
вости сжатых элементов каркаса и т. п., что практически не делается за неимением прове¬
ренных способов расчета.
§ 120к О расчете многоэтажных зданий665Сечения этих обвязок, нередко ^имеющих полочки и четверти, прини¬
маются при расчете как прямоугольные или несимметричные тавровые
сечения с некоторой средней высотой.	.v-Торцовые стены при относительно небольшой высотемогут
бьшь .самонесущими, а. при значительной ширине и высоте здания* ц$пег
сообразно осуществлять их как каркасные;; каркас таких стен , состоит
из ряда стоек и обвязок, которые разбивают площадь стены на поля, соот¬
ветствующие по размерам материалу
заполнения.	•..Такой каркас торцовой стены рабо¬
тает на давление ветра как система пе¬
рекрестных балок (рис.,. XVIII. 17);. в
ней горизонтальные элементы (об¬
вязки) опираются на продольные стены
здания или ряды колонн, а нертикаль-
ные стойки заделаны в фундаменты и
при наличии железобетонного покрытия
цмеют опоры и вверху. Следовательно,
часть ветрового давления передается
через горизонтальные обвязки на про¬
дольные ряды колонн, а часть — через
торцовые стойки на фундаменты.Нередко для упрощения считают,'что ветровая нагрузка передаетсятолько на стойки, которые в свою оче- Drjrt Y\7m \п п9 *	Рис. XVIII. 17. Схема каркаса торцо-редь передают ее на горизонтальные :	вой стены r v ■'обвязки в виде сосредоточенных гори¬
зонтальных грузов. Величины этих	'
грузов, на которые должна быть рассчитана каждая обвязка, могут быть
получены из условия равенства прогибов стоек и обвязок в местах их пере-*
сечений. г.Указанные особенности расчета относятся к железобетонным кар кат
сам обычных промышленных и гражданских зданий.	,Строительство зданий большой высоты потребовало разработки новых
методов расчета.Можно указать на метод статического расчета этих зданий, разрабо¬
танный А. И. Сегалем1. Особое внимание уделено им расчету на ветровую
нагрузку, которая здесь имеет первенствующее: значение. Предложенный
метод (составление уравнений в конечных разностях) с учетом жестких
междуэтажных перекрытий, обеспечивающих одинаковое смещение всех
узлов в определенном напр»авлении, позволяет рассчитывать с доста¬
точной точностью и без особых затруднений здания высотой до 30 этажей
и более.Следует отметить и метод расчета каркасов зданий на ветровую на¬
грузку, предложенный Б. А. ДзержковичемЛ Этот метод, осноранный
на рассмотрении рамы (стальной) высотного здания как балки со многими
поясами (колоннами) и относительно податливыми на перекос, стенками
(связями) между ними, дает наглядное представление о работе рамы.
Произведенные, Б. А. Дзержковичем сравнительные расчетсл. усилий и де¬1	А. И. Сегаль» Высотные сооружения, Стройиздат, 1949.2	Б. А. Дзержкович, К вопросу о расчете многоэтажных и многопролетных
рам на горизонтальную нагрузку, Сборник трудов НИИ по строительству Минмашстрои,
т. 1, Машстройиздат, 1949.
Глава XVIII. Конструкции многоэтажных зданийформаций в рамах этим методом и методом сил дали очень хорошее совпа¬
дение.С. А. Коган предложил методику и дал расчетные формулы для опре¬
деления прогибов и перекосов несущих конструкций высотных зданий 1 .§ 121. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ СБОРНЫХ КРУПНОПАНЕЛЬНЫХЗДАНИЙ1.	Общие сведенияПервые опыты применения сборных железобетонных каркасов мно¬
гоэтажных гражданских зданий относятся ко времени первой пятилетки.
Но они не получили тогда распространения по ряду причин, главнейшие
ив которых — несовершенство стыков каркаса и решений наружных стен,
а также и недостаточность кранового оборудования строек.В 1948 г. было предпринято возведение первых так называемых кар¬
касно-панельных жилых домов в Москве на Соколиной горе и Хорошев¬
ском шоссе по проектам, разработанным в первом случае Горстройпроек-
том, а во втором — Мосгорпроектом. Строительство этих домов превра¬
тилось по существу в монтаж их из крупных железобетонных частей, изго¬
товленных на заводе.Первоначально эти дома высотой в 4 этажа строились со стальным
каркасом, но из-за большого расхода стали (более 16 ке на 1 м* здания)
от него вскоре отказались и перешли на сборный железобетонный каркас
(расход стали до 3,75 кг1мъ).В 1950 г., кроме строительства каркасно-панельных домов, началось
возведение бескаркасных, так называемых панельных домов (в Магни¬
тогорске, Москве, Ленинграде и др.).Постепенно были внедрены в практику более совершенные конструк¬
ции и прогрессивные методы строительства, что сильно повысило коэф¬
фициент сборности (отношение веса частей и деталей, монти¬
руемых кранами, к общему весу здания), а именно с 12—15% (в 1938—
1940 гг.) до 70—85% (1954—1957 гг.).Очевидно, что чем выше коэффициент сборности, тем меньше число
операций, производимых на постройке вручную, следовательно, меньше
трудовые затраты и выше производительность труда.При этом не следует упускать и второй важный фактор — степень
укрупнения элементов: чем выше показатель степени укруп¬
нения, тем меньше число монтажных операций на постройке, тем быстрее
npofeKaeT монтаж и короче сроки строительства.Если в отмеченных выше первых домах вес элементов достигал при¬
мерно 250 кг, а средний размер их был немногим больше 1 м2, то теперь
вес элементов, монтируемых краном, достигает 3 т, а средняя площадь
их 15 м2, а на передовых стройках применяются панели весом до 5 т и пло¬
щадью до 25 м2.Приведенные основные принципы и легли в основу разработки усо¬
вершенствованных по сравнению с прежними конструкций — кар ■
ка с н о-п анельных и панельных (бескаркасных) домов.Обе эти системы зданий полностью отвечают требованиям индустриа¬
лизации строительства и рекомендуются к внедрению при проектировании
многоэтажных жилых и общественных зданий (школ, больниц, детских
садов и яслей и др.). высотой от 4 до 14 этажей.1 С. А. Коган, Исследование деформаций многоэтажных рам высотных зданий
от горизонтальной нагрузки, Сборник «Исследования конструкций высотных зданий»,
Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.
§ 121. Железобетонные конструкции сборных крупнопанельных зданий 067Выбор системы здания зависит в большой мере от 4го назначения.
Там, где требуются большие помещения без перегородок, каркасная си1
стема является основной, для жилых же зданий с «ячейковой» планиров¬
кой в виде комнат небольших размеров целесообразной является панель¬
ная (бескаркасная) система Каркасная система может оказаться эко¬
номичной для жилых зданий большой высоты (более 8 этажей). Каркасно-
панельные и панельные здания, имеющие большую протяженность в плане,
разделяются температурно-осадочными швами на части длиной не более
100 м.2.	Конструкции каркасно-панельных зданий и основы их расчетаКаркасно-панельные здания высотой более 8 этажей конструируются
t самонесущими или с каркасными (навесными) стенами, т. е. с полным
железобетонным каркасом. В этих зданиях из сборного железобетонавыполняются следующие элементы (рис. XVIII. 18): стойки (колонны)
и ригели каркаса, балки, стеновые панели, перекрытия, лестничные марши1 Г, Ф, Кузнецов, Н. В. Морозов в И. Ф. Л и в я а к, Руководство
по проектированию жилых и общественных зданий с панельными и каркасно-панельными
конструкциями, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре.
1955.
Глава ХУГП. Конструкции,.многрэтаж^щ здтийПо 2-2,и площадки, церемычки, балконные п^иты, подоконные плиты, карниз¬
ные блоки, панели плоской или. скатной крыщи., В каркасно-панельных зданиях ригели могут располагаться поперек
или вдоль здания. Рекомендуется при малых панелях применять схемус поперечными ригелями, а
По f-f ,, г при крупных — с продоль¬
ными ригелями; с примене¬
нием же панелей размерами
на комнату можно обойтись
и зовсе без,, ригелей (безри-
гельная сис.тема), : опирая
панели на четыре колонны
или на наружную стену и две
колонны. Эта схема целесо¬
образна при панелях шатро¬
вого типа. При конструирова¬
нии каркаса необходимо все¬
мерно унифицировать раз¬
меры сечений колонн и ри¬
гелей, а также узлов их со?
пряжения.Следует для всех этажей
здания принимать один раз¬
мер сечения колонн, изме¬
няя марку бетона и арматуру
в соответствии с изменением
их несущей способности.Для жилых зданий ко¬
лонны выполняются длиной
3,3 и 6,6 м при поперечном
сечении 30 X 40 см. По не¬
сущей способности предусмо¬
трено четыре поперечных се¬
чения колонн, различающих¬
ся арматурой и маркой бе¬
тона. Сечение продольной
арматуры не должно превы¬
шать 5%.На рис. XVIII-. 19 по¬
казана конструкция типовой
колонны длиной на 2 этажа.Армирование колонн
следует производить свар¬
ными -каркасами из горяче-По 3 -3'/7«О г«оюмоог.У-Лз-wo¬rnРис. XVIII. 19. Конструкция типовой колонны1 — стальной оголовник; 2 — центрирующая прокладка;
3 — отрезок двутавра № 14; 4 — подъемная петля;
б — сетка; 6— стержни d = 22 мм; 7 — закладные де¬
тали для крепления распорок; 8 — сварной пространст¬
венный каркас арматурыкатаной стали периодического профиля марок Ст. 5 и 25Г2С, применяя
точечную сварку преимущественно на автоматических машинах.Длину ригелей для всех этажей здания рекомендуется назначать
тоже одинаковой. Сечение ригелей может быть прямоугольным или тавро¬
вым. Ригели армируются сварными каркасами из горячекатаной стали
периодического профиля (рис. XVIII. 20, а) или каркасами из холодно¬
тянутой проволоки; возможно армирование и высокопрочной проволо¬
кой с предварительным напряжением (рис. XVIII. 20, б).Для жилых зданий ригели каркасов разработаны для пролетов 6,4;
6; 5,6 и 5,2 м, сечением 60 х 16 см и для пролетов 3,6, 3,2; 2,4 и 2 м,
сечением 40 х 16 см.
§ 121. Железобетонные конструкции сборных крупнопанельных зданий ;'Й89‘ Наиболее бтветственной деталью, сборного каркаса Являются' 'ysjfbi
сопряжения колонн и ригелей. Конструкции узлов разработайы; исхода
из условия восприятия каркасом здания то л ько вертик а л ьй tiix' н а гр узок
(связейая система).'	"■l<: "v	sl,lhРис. XVIII. 20. Ригели каркасаа —с обычной арматурой; б — предварительно напряженный; в —деталь сетки; / — прокатный
уголок; 2 — сетки; 5 —сварные каркасы; 4 — соединительные стержни; 5 — подъемные петлиУзел сопряжения ригелей с колоннами каркаса осуществляется с по-?
мощью стальных закладных деталей, соединяемых при монтаже сваркой,
с последующим обетЬнированием узла для защиты его от коррозии и огня.На рис. XVIII. 21, а показан общий вид узла, принятого для карка¬
сов жилых домов. В нем стык колонн принят со стальными оголовниками
670Глава XVIII. Конструкции многоэтажных зданийиа уголковой, .стали, штампованными из листовой стали или литыми
(рис. VI. 4, б).Стык ригеля с колоннами (рис. XVIII. 21, б) с частичным защемле¬
нием осуществляется путем выпуска из колонны обетонированных двутав¬
ров и двух стержней периодического
профиля и приварки их к закладным
деталям ригеля. Вместо двутавра нахо¬
дили применение уголки и швеллеры.
Такие стыки обеспечивают частичное
защемление ригеля с учетом снижения
величин опорных моментов упругой си¬
стемы на величину до 30% за счет пла¬
стического перераспределения момен¬
тов.Приведенное решение узла не сле¬
дует считать окончательным; возможно
дальнейшее его усовершенствование,
ведущее к уменьшению расхода стали.Более жесткий рамный узел кар¬
каса может быть решен по приведенной
схеме при условии, что закладные де¬
тали и самые стержни вверху ригеля
будут рассчитаны на усилия, возни¬
кающие при более полном защемле:
нии ригеля в колонне.Раэрвзпо ft.6ч2-тТТ2Гяви—ай20-ш-Г= к=:юПлан по 2-2Рис. XVIII. 21. Узел железобетонного каркаса жилого дома1 — Колонна; 2*- ригель; 3 — настил; 4 — консоли из двутавра; б — отверстие для получения лучшей
связи с бетоном; 6 — стыковые стержни; 7 — закладные детали для крепления распорок; 8 — шту¬
катурка по сеткеВ некоторых случаях (например, в местах санитарных узлов) при
значительных расчетных нагрузках (4,5 т!пог. м) сопряжение' ригеля
может быть выполнено, как свободно лежащей балки на двух опорах;
здесь приварка ригеля внизу не производится.
§ 121. Железобетонные конструкции сборных крупнопанельных зданий 071В каркасно-панельных зданиях панели стен могут быть сплошными
и слоистыми из двух или нескольких слоев разнородных материалов —
несущего слоя и теплоизоляции.Сплошные однослойные панели стен выполняются из легких
бетонов, обычно они офактурены с одной или двух сторон.Сл оистые панели (рис. XVIII. 22) состоят из железобетонной
оболочки преимущественно ребристой конструкции и утепляющего слоя —Рис. XVIII. 22. Слоистая панель стеныштучного (пеносиликат, пенобетон, пеностекло и т. п.), закладываемого
в панель в процессе изготовления, или литого (пеногипс, пенобетон
и т. п.), заливаемого в отформованную оболочку. В двуслойной панели
толщину железобетонной плиты (оболочки) принимают не менее 40 мм,
а высоту ребер не менее 1/20 высоты панели при расстоянии между ребрами
не более 1,2 м и не более 30 толщин плиты панели. Плита панели арми¬
руется тонкой сварной сеткой, а ребра — сварными каркасами; бетон марки
не ниже 200. Крепление стеновых панелей производится при помощи
накладок из полосовой стали.О расчете каркасно-панельных зданийЖелезобетонные каркасы рассчитываются на прочность и деформа-
тивность.Устойчивость и пространственная жесткость этих зданий обеспечи¬
ваются за счет совместной работы каркаса с перекрытиями и лестничными
клетками; при stom перекрытия как горизонтальные диафрагмы, а стены
лестничных клеток как вертикальные диафрагмы жесткости воспринимают
ветровые и другие горизонтальные нагрузки. Для зданий выше 8 этажей,
Глава XVIII. Конструкции многоэтажных 'зданий'помимо стен • лестничных клеток, необходимо использовать в ^качестве
диафрагм межсекционные и межквартирные перегородки* выполняемые
в виде железобетонных или легкобетонных панелей.	•••-•■Поперечные и продольные диафрагмы, обеспечивающие устойчивость
и жесткость здания, должны быть проверены расчетом на действующие
в их плоскости изгибающие моменты и поперечные силы от горизонтальной
нагрузки (ветровой), воспринимаемые плоскостями стен и перекрытиями
на участке между диафрагмами.Предельное расстояние между поперечными диафрагмами не должно
превышать 40 м<При этой «связевой» системе каркасы конструируются с частично
защемленными или шарнирными узлами. Рекомендуется сопрягать ригель
с колонной, обеспечивая частичное защемление, а ригель со стеной — шар¬
нирно; опирание панелей перекрытий на колонны при безригельной; схеме
каркаса также конструируется шарнирное.Расчетные величины пролетных и опорных моментов в ригелях |с уче¬
том перераспределения усилий вследствие пластических деформаций ^ожно
определять по данным, приведенным в главе XV. : 'Стык железобетонных колонн по высоте и узел сопряжения ригейя:;,
с колонной проверяются расчетом на | эксплуатационную нагрузку.Расчет стыка колонн-для|сдучая-центральн6й передачи;нагрузкй про¬
изводится следующим [образом.	'	<Усилие, передаваемсэё через центрирующую прокладку, определяется
по формуле^P=mVVl>, ' 		•где Япр — расчетное призменное сопротивление бетона сжатию;Fnp — площадь центрирующей прокладки;
ф — коэффициент увеличения напряжения в бетоне при местном
смятии, определяемый как1,5;	(XVIII. 2)F — площадь сечения колонны.Усилие, передаваемое на сварные швы А^ш, определяется как разность
между расчетным усилием в колонне и усилием, переданным через центри¬
рующую прокладку, т. е.iVm = iV-JVnp.	(XVIII. 3)Высота сварного шва в стыке=	(XVIII. 4)где / — длина шва (периметр) оголовника;ас — расчетное сопротивление сварного шва при сжатии. .Узел сопряжения ригеля с колонной при шарнирной схеме опирания
на стальную опорную консоль (рис. XVIII. 23) рассчитывается в следую¬
щем порядке: а) определяют наибольшую реакцию Q от ригеля; б) прове¬
ряют напряжения в опорной консоли от изгибающего момента М = QI
и от поперечной силы Q, в) проверяют напряжения в бетоне на смятие
под опорной деталью 1, причем эпюру напряжений принимают треуголь¬
ной, а расчетную длину заделки консоли равной половине толщины ко¬
§ 121. Железобетонные конструкции крупнопанельных зданий673лонны. Суммарная величина нормального напряжения не должна превы¬
шать Rn ф, т. е.°см + аб</?прф,	, (XVIII. 5)где асм — напряжение от смятия под закладной деталью;
аб — напряжение от вышележащей нагрузки;<|> — коэффициент, определяемый по формуле (XVIII. 2).Узел должен быть проверен расчетом и на монтажные нагрузки, для
чего определяют наибольшую опорную реакцию Q от ригеля, изгибающий
момент М в стыке ригеля со стойкой в предположении, что диафрагмы жест¬
кости не включились в работу и все горизонтальные нагрузки восприни¬
маются каркасом; нормальные
усилия N в верхней и нижней
стальных закладных деталях
определяют по формулеN(XVIII. 6)м)Рис. XVIII. 23. Расчетная схема узла сопря¬
жения ригеля со стойкойгде А — расстояние между цен¬
трами тяжести закладных дета¬
лей.Стыковую деталь 2 и крепле¬
ние закладной детали 3 рассчиты¬
вают на усилие, равное 1,2N.При частичном или полном
защемлении ригеля значения М и
Q принимают по данным стати¬
ческого расчета каркаса (рамы).Междуэтажное перекрытие, работающее как горизонтальная диафрагма
жесткости (кроме основной работы на вертикальные нагрузки), рассчиты¬
вается в своей плоскости, как балка, свободно лежащая и имеющая опоры
на вертикальных диафрагмах.Вертикальные диафрагмы жесткости в виде железобетонных панелей
и стоек рассчитываются на действие ветровой и вертикальных нагрузок,
как консольные балки, жестко заделанные в основании.Диафрагмы с проемами можно рассматривать, как несколько отдель¬
ных консольных балок, соединенных между собой надпроемными участ¬
ками диафрагмы и имеющих равные прогибы.При расчете вертикальной диафрагмы на продольную силу N и изги¬
бающий момент М от внешних сил относительно центра тяжести сечения
растягивающие напряжения в бетоне не должны превышать°б.Р < Яр-Поперечную силу Q в диафрагме жесткости определяют как алгебраи¬
ческую сумму всех, сил ветровой нагрузки Рв, расположенных выше
рассматриваемого сечения.Расчетом должны быть определены величины прогиба диафрагмы
жесткости и перекоса ее панелей.-Прогиб f диафрагмы жесткости определяется по 'формулеqH4(XVIII. 7)где q — горизонтальная ветровая нагрузка в кг на 1 пог. см диафрагмы
жесткости;Е6 — модуль упругости бетона в кг/см2\JHT — момент инерции диафрагмы жесткости (нетто) в см*.
674Глава XVIII. Конструкции многоэтажных зданийВычисленный прогиб должен удовлетворять условию(XVIII. 8)где Н — высота здания от верха фундамента до перекрытия верхнего
этажа в см.Перекос т панели диафрагмы жесткости в собственной плоскости
(искажение прямого угла) определяется по формулегде т — скалывающее напряжение в панели стенки жесткости в кг/см2,
определяемое по формулеGt — условный модуль сдвига, учитывающий влияние одновременно
скалывающих и нормальных напряжений в стенке и принимаемый
равным3.	Конструкции панельных (бескаркасных) зданий и основы их расчетаКонструкции этих зданий состоят из следующих основных элементов:
а) панелей стен, б) панелей перегородок, в) панелей перекрытий и г) лест¬
ничных маршей и площадок.Панельные здания рекомендуется конструировать, как правило,
из крупных панелей размерами, соответствующими целой комнате
(рис. XVIII. 24). При надлежащем сопряжении и замоноличивании этих
элементов между собой образуются замкнутые пространства, придающие
зданию большую устойчивость и жесткость.Только при недостаточной грузоподъемности монтажных кранов
можно конструировать эти здания из мелких панелей, но и в этом случае
должна быть обеспечена пространственная работа здания.В панельном здании несущими могут быть все основные стены и пере¬
городки или часть из них, а именно только поперечные или только про¬
дольные перегородки.Конструктивную схему с несущими поперечными перегородками сле¬
дует применять в случаях, когда наружные стеновые панели выполняются
из материала малой прочности.Схема с несущими наружными (продольными) стенами и несущей
продольной перегородкой целесообразна в случаях, когда необходимо
иметь большие помещения (аудитории) и когда имеется в наличии
дешевый материал (гипс) для устройства ненесущих перегородок.В случаях необходимости иметь большие помещения в одном из эта¬
жей (например, магазины) допускается замена части или всех несущих
перегородок в этом этаже каркасом с колоннами, расположенными в местах
пересечения в плане-поперечных и продольных перегородок. При этом
панели несущих перегородок, находящихся над этажом с каркасом, кон¬
струируются как балки — стенки или ставятся на ригели, которые должны(XVIII. 9)Gx = 333R кг/см2;R — кубиковая прочность бетона в кг/см2.Величина перекоса 7 должна удовлетворять условию(XVIII. 10)
J 121. Железобетонные конструкции сборных крупнопанельных зданий 675воспринимать нагрузку вышележащих этажей. Поперечная жесткость
этажа, решенного по каркасной схеме, обеспечивается устройством верти¬
кальных диафрагм жесткости.Рис. XVIII. 24. Конструкция крупнопанельного бескаркасного дома•Конструкция панелей стен должна быть прочной, жесткой, устой¬
чивой, а также обладать огнестойкостью и необходимыми теплотехниче¬
скими и звукоизоляционными качествами.Для наружных стен панельных зданий рациональными являются
сплошные однослойные панели из легких бетонов: керамзитобетона, тер-
мозитобетона, пемзобетона, шлакобетона, газобетона и т. д. Марка лег¬
ких бетонов для панелей наружных стен должна назначаться по расчету,
676Глава XVIII. Конструкции многоэтажных зданийно не ниже <50; Легкобетонные панели стен, как правило, конструируются
неармировандами.Фасадная поверхность панелей стен должна иметь архитектурно¬
законченный вид.а),75ЦЖПо 2-2о| Ш ~ГЖ“]|	1Г^.Т2Z05Па 1-1*
d *коii?3iП | ?2*5щл1_А
В-IиЬг|]205-X1705Т£Г~ЩгВ^2*5.*5вIичрГп1.jj"Я*35'70^ Сварной каркас 2051 4гггттпттттптттI{ г
1IIU!!!|I I ll Sшj!чTf?uj1шццщщцццшишц'205	• /*UПо 3~ЭРис. XVIII. 25. Панели несущих перегородока — сплошная; б — многопустотнаяПо 4-4 Па5~5Конструкции несущих перегородок могут быть трех видов: а) сплош¬
ные или пустотные из легкого бетона марок 50—100; б) рамного типа с желе¬
зобетонными стойками и обвязками по контуру, с заполнением легким
бетоном или другим материалом прочности не ниже 20 кг/см2; в) часто¬
ребристые или ребристые с вкладышами.
§ 121. Железобетонные конструкции сборных крупнопанельных зданий 677Конструкция таких перегородок выбирается с учетом наличия мест¬
ных материалов и возможностей производственной базы*-При наличии легких заполнителей, таких, как керамзит, термозит,
пемза и др., рекомендуется применение сплошных или пустотных панелей
(рис. XVIII. 25).Отношение высоты панели несущей перегородки к ее толщине должнобыть < 30.Рис. XVIII. 26. Узлы сопряжения панелейа — несущей перегородки и наружной стеновой панели; б — несущих перегородокмежду собойЛегкобетонные и часторебристые панели армируются холоднотя¬
нутой проволокой или горячекатаной сталью периодического профиля.Рамные и ребристые панели армируются сварными каркасами из
холоднотянутой проволоки или высокопрочной проволокой с предвари¬
тельным напряжением.Перекрытия в панельных зданиях рекомендуются панельного типа
подобно описанным в главе XIII. Панели перекрытия следует конструи¬
ровать и рассчитывать, как опертые по контуру, по трем или по двум сто¬
ронам. При отношении сторон помещения более 1,5—2 панели перекрытий
следует рассчитывать как балочные по меньшему пролету.Панели внутренних стен лестничных клеток Следует выполнять та¬
кими же, как и панели несущих перегородок, а панели наружных стен
лестничных клеток — как основные панели наружных стен здания.Конструкция сопряжения стеновых панелей, разработанная Инсти¬
тутом строительной техники б. Академии архитектуры СССР решена с при¬
менением стыковых накладок-пилястр высотой в этаж. Такая конструкция
позволяет плотно заполнять бетоном швы между панелями, что делает
швы практически непродуваемыми.
678Глава XVIII. Конструкции многоэтажных зданийПоперечный разрез—1200-* Цементный.растворV -■{	— ■ 1200	-6400Рис. XVIII. 27. Скатные крышиа —складка ломаного профиля; б — складка волнистого профиля; в — складка волни¬
стого профиля, применяемая в Чехословакии; г — двухволновая панель
'§ 121. Железобетонные конструкции сборных крупнопанельных зданий 679XАШКрепление панелей наружных стен в углах здания и при соединении
между собой и с внутренними панелями, а также и несущих перегородок
между собой должно осуществляться при помощи стержней, приварива¬
емых к закладным металлическим деталям (рис. XVIII. 26). Такое сопря¬
жение панелей стен с применением стыковой накладки—пилястры—оправ¬
дало себя на практике. Расход металла на сопряжения панелей стен
и перекрытий бескаркасных домов составляет всего 0,75 кг на 1 м*
объема здания.Следует отметить, что вопрос о конструкциях покрытий — плоских
и скатных — в жилых и общественных зданиях еще не получил оконча¬
тельного разрешения.Постепенно сборный железобетон начинает применяться для крыш
или в виде несущих конструкций (стропил) под ту или иную кровлю,
или в виде панелей и оболочек разных типов.Целесообразной конструкцией (по конкурсу) для скатных крыш
являются складчатые панели двух видов: 1) складки из прямолинейных
элементов толщиной 25 мм, перекрывающие пролет до 6 м по горизон¬
тальной проекции, с обычной арма-:
турой или предварительно на¬
пряженные (рис. XVIII. 27, а)у
2) складки волнистого профиля
толщиной от 12 до 25 мм с конце^
выми диафрагмами, армированные
сталью 25Г2С и проволочными
сетками (рис. XVIII. 27, б).Конструкции этого типа нашли
применение в Чехословакии
(рис. XVIII. 27, в).На рис. XVIII. 27у г приве:
дена применяемая в Ленинграде
двухволновая панель с переменной
высотой волны — от 30 см в про:
лете до нуля у опор.О расчете панельных
(iбескаркасных) зданийПанельное (бескаркасное) зда^
ние рассматривается как про¬
странственно работающая кон¬
струкция, воспринимающая верти^
кальные и горизонтальные нагруз:
ки1. При этом поперечные несу:
щие перегородки являются здесь
вертикальными диафрагмами, а
междуэтажные перекрытия—гори¬
зонтальными диафрагмами жест-i
кости (рис. XVIII. 28).Возникающие от действия ветровой нагрузки горизонтальные ТГ
и вертикальные Тв сдвигающие усилия в местах сопряжений стен и пере¬
городок между собой и с перекрытиями определяются как для состав-7 этажбэтам5 этажИ %этаж6\IЗэтаж2 этаж1 1 этаж	п!—о,—y/yjfy/j/Ts таРис. XVIII. 28. Расчетные схемы -панельного
зданияа — вертикальйая схема; б — план1 А. С. К а л м а н о к, Пространственная работа сборных многоэтажных зданий,Госстройиздат, 1956.
680Глава XVIII. Конструкции многоэтажных зданийной консольной балки. Эти усилия должны быть восприняты сварными
соединениями’ стальных закладных деталей.При расчете на эксплуатационную нагрузку равнодействующая вер¬
тикальных нагрузок от вышележащих этажей принимается приложенной
центрально по оси перегородки; нагрузка же от опирающегося на нее
перекрытия считается, как приложенная с фактическим эксцентриситетом.Расчетная длина панели стены при учете продольного изгиба прини¬
мается равной высоте этажа, считая закрепление панелей по горизонталь¬
ным стыкам шарнирным.В зданиях с поперечными несущими перегородками расчет перекры¬
тий в горизонтальной плоскости можно не производить ввиду частого
расположения жестких вертикальных диафрагм, воспринимающих гори¬
зонтальные нагрузки.Панели несущих перегородок рассчитываются на усилия, возникаю¬
щие не только при эксплуатации здания, но также и в процессе изготовле¬
ния, транспортирования и при монтаже. Жесткость панелей стен и пере¬
городок проверяется на эксплуатационные и монтажные нагрузки. При
этом расчетный прогиб панелей из плоскости стен не должен превышать
при эксплуатационных нагрузках V500 высоты панели.Для облегчения армирования панелей, определяемого, как правило,
нагрузками, возникающими при их транспортировании, рекомендуется
перевозить перегородки в вертикальном или наклонном положении.Прогибы, перекосы и напряжения в поперечных несущих перего¬
родках определяются так же, как и в вертикальных диафрагмах же¬
сткости каркасно-панельных зданий.* * *Кроме рассмотренных конструкций каркасно-панельных и панельных
(бескаркасных) зданий, существует еще так называемая рамно-панельная
или панельно-каркасная конструкция, предложенная б. ЦНИПСом
(В. В. Михайлов и др.). Эта конструкция сборных зданий нашла при¬
менение в Чехословакии наравне с бескаркасными домами. В СССР в
1956 г. был построен опытный двухэтажный дом рамно-панельной
конструкции в г. Енакиево (Донбасс).По этой системе панели стен и перегородок конструируются в виде
предварительно напряженных рамок с непрерывной арматурой (по кон-
туру); пространство внутри рамки заполняется легким бетоном.При сборке смежных панелей стен после заливки швов цементным
раствором рамки образуют каркас, который воспринимает все нагрузки,
действующие на здание, откуда и произошло название конструкции.В табл. 47 приведены технико-экономические показатели по крупно¬
панельным (бескаркасным) и рамно-панельным домам, построенным в СССР
и Чехословакии.Из табл. 47 следует, что расход стали в крупнопанельных домах
одинаков у нас и в Чехословакии, за исключением ленинградских домов
с тремя продольными стенами. Расход стали и цемента в рамно-панельных
домах больше, чем в бескаркасных домах, но срок строительства несколько
меньше. Расход бетона у нас больше, чем в Чехословакии, из-за большей
толщины наружных стен (по климатическим условиям).В заключение следует отметить, что строительство крупнопанельных
домов непрерывно совершенствуется; проведены большие работы по улуч¬
шению конструкций панелей стен, перекрытий, перегородок и других эле¬
ментов зданий, что привело к снижению расхода тяжелого железобетона
и к общему уменьшению веса домов.
§ 121. Железобетонные конструкции сборных крупнопанельных зданий 681,. Т д б л и ц а 47Технико-экономические показатели крупнопанельных жилых домов15ка>о.Дома, построенныев СССРДома, построенные
в ЧехословакииПоказателиSсокМагнито¬Москва,
4-я ул.Ленин¬крупно¬рамно¬5горск,Октябрь¬град,панельные1952—скогоЩеми-панельные(Брати¬ЯЫ1956 гг.поля,
1956 г.ловка,
1955 г.(Брно)слава)Число этажей	45556Объем дома	М38 86722 400101301197911 036Жилая площадь	м210133 292128414431313Количество элементов назем¬ной части дома	шт.1 07422102 0821 0981413Количество типоразмеров на¬6456земной части дома 	п875372Расход материалов на 1 м3здания:бетона 	м30,140,150,140,120,12стали	кг3,833,7563,735,42цемента 	*»4235,43538,852,1Трудоемкость возведения на¬земной части в целом на 1 м3здания 	ч.-д.0,3250,440,330,480,35Трудоемкость монтажа на 1 м3здания . 	0,05—0,10,06—0,07од0,10,09Трудоемкость изготовления па¬0,5.0,56нели на 1 м3 панели ....я0,350,350,6Сроки строительства дома . .день10615011911090Вес 1 м3 наземной части домаm0,2470,240—0,260,24Стоимость 1 м3 здания . . , jруб.крон150213260255,73481 Г. Ф. Кузнецов, Индустриальные конструкции жилых домов и перспективы их раз¬
вития. Труды II сессии Академии строительства и архитектуры СССР по вопросам жилищного
строительства, Госстройиздат, 1958.В связи с появлением новой технологии изготовления панелей мето¬
дом непрерывного проката (метод инж. Н. Я. Козлова), с применением
жестких цементно-песчаных смесей, намечено использование таких пане-,
лей для возведения крупнопанельных домов, что должно привести к даль¬
нейшему уменьшению их веса. Предложено несколько решений—с приме¬
нением как ребристых, так и плоских панелей. Ведется разработка эффек¬
тивного способа предварительного напряжения панелей применительно
к новой технологии их изготовления. Однако здесь эти конструкции не
приводятся как еще недостаточно проверенные.
ГЛАВА XIXОСОБЕННОСТИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ ЗДАНИЙ В СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНАХ§ 122. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТАВ зависимости от силы землетрясения, определяемой величиной
сейсмического ускорения, вся территория СССР делится на районы,
для которых установлена возможная интенсивность землетрясения с оцен¬
кой по 9-балльной шкале (ГОСТ 6249-52).Здания и сооружения с расчетной сейсмичностью в 7 баллов и более
должны осуществляться в соответствии с требованиями «Норм и правил
строительства в сейсмических районах» (СН 8-57).По указанной шкале величина ускорения для землетрясения, оце¬
ниваемого 7 баллами (очень сильное), равна 100—250 мм/сек2, 8 баллами
(разрушительное) — 250—500 мм/сек2 и 9 баллами (опустошительное) —
501 —1 000 мм/сек2.Степень разрушения сооружения в значительной мере зависит и от
геологического строения грунта.По новым нормам и правилам (СН 8-57) 1 здания и сооружения
разделяются на четыре категории, для которых установлена расчетная
сейсмичность (табл. 48), равная сейсмичности пункта строительства или
отличающаяся от нее.При проектировании конструкций зданий и сооружений, возводимых
в районах сейсмичностью 7 баллов и более, кроме расчета на обычные
нагрузки, они должны быть рассчитаны на действие сейсмических сил.
Расчет ведется в предположении статического действия сейсмических сил,
распределение которых принимается в зависимости от распределения
масс в сооружении. Сейсмические силы могут иметь любое направление
в пространстве.При расчете на сейсмическое воздействие зданий и сооружений в це¬
лом (каменных или каркасных зданий, башен, фабричных труб, мачт,
подпорных стенок и т.п.) или при расчете их отдельных крупных элемен¬
тов (отдельных простенков, заполнения каркасов и т. п.) сейсми¬
ческие силы, как правило, принимаются действующими гори¬
зонтально.При расчете же жестких соединений, связывающих между собой от¬
дельные массивные части зданий и сооружений (анкерные болты колонн,
ферм, арок и др., крепление водонапорных баков, башен, балконов,
навесов типа козырьков, парапетов и т. п.), необходимо принимать направ¬
ление сейсмических сил таким, чтобы они вызывали срез или растяжение
этих соединений. При учете сейсмических сил нагрузки считаются обра¬
зующими особое сочетание воздействий, и расчет
ведется на одновременное действие сейсмических сил, собственного веса1 Нормы и правила строительства в сейсмических районах (СН 8-57), Госстройиздат,1957.
§ 122. Особенности расчета683Таблица 48Расчетная сейсмичность зданий и сооруженийок а 5
а *2 g |Характеристика здания и сооруженияРасчетная сейсмичность
зданий и сооружений при
сейсмичности пункта строи¬
тельства (в баллах по шкале
ГОСТ 6249-52)te ка67 I891Монументальные здания и сооружения; особо капи¬
тальные сооружения; особо ответственные прави¬
тельственные здания республиканского значения;
радиостанции с передатчиками общей мощностью
в одном здании более 500 кет	789См. приме¬
чаниеIIЗдания и сооружения повышенной и обычной капи¬
тальности (кроме зданий и сооружений второсте¬
пенного значения) 	6789IIIЗдания и сооружения второстепенного значения;
здания облегченного (по капитальности) типа;
одноэтажные жилые дома; здания временные, свя¬
занные с длительным пребыванием в них людей6778IVВременные здания и сооружения (кроме относя-
щихся к категории III), облегченные и особо
облегченные гидротехнические сооружения ....6666Примечание. В районах с сейсмичностью 9 баллов здания и сооружения
I категории должны возводиться с учетом дополнительных антисейсмических мероприя¬
тий, подлежащих согласованию с Госстроем СССР.конструкций и полезных нагрузок; ветровая нагрузка при этом не учиты¬
вается. Согласно указаниям СНиП (П-Б. 1, § 3), при особых сочетаниях
величины полезных нагрузок умножаются на коэффициент 0,8.При расчете конструкций на сейсмические силы не учитываются:
разгружающее влияние сил трения, динамическое воздействие оборудо¬
вания, тормозные и боковые усилия от кранов, инерционные силы от гру¬
зов, поднимаемых кранами на гибких подвесах.Ввиду того что сейсмические силы действуют непродолжительное
время, при расчете на прочность железобетонных (а также каменных и бе¬
тонных) конструкций, обладающих пластическими свойствами, помимо
обычных коэффициентов условий работы, отвечающих статическим на¬
грузкам, вводится дополнительный коэффициент условий работы, учи¬
тывающий кратковременность действия нагрузки ткр = 1,2.Возникающие во время землетрясения горизонтальные сейсмические
силы следует всегда рассматривать, как направленные вдоль одной из
главных осей здания. В зданиях с несущими стенами эти силы должны
восприниматься теми стенами, продольные оси которых совпадают с на¬
правлением сейсмического толчка. При этом расчет стен здания следует
вести в предположении, что здание в целом представляет собой относи¬
тельно короткий стержень, работающий на сдвиг 1 .Разработанный в ЦНИИСКе АСиА СССР (И. JI. Корчинский) новый
метод расчета зданий на сейсмостойкость вместо прежнего условного ста¬
тического расчета рассматривает действие сил с динамической точки зре¬
ния. При этом учитываются динамические характеристики самого земле¬1 В. А. Быховский, Усовершенствование метода расчета жилых зданий на
сейсмические нагрузки и сборные конструкции жилых зданий для строительства в сейсми¬
ческих районах, Труды II сессии Академии строительства и архитектуры СССР по во¬
просам жилищного строительства, Госстройиздат, 1958.
684 Глава XIX. Особенности проектирования конструкций в сейсмических районах,трясения в их связи с динамическими характеристиками проектируемого
здания.	'Как показали изучения сильных землетрясений, эффект действия
землетрясения на здания и сооружения различен и зависит от их частот¬
ных характеристик.Расчетная величина сейсмической нагрузки в какой-либо точке &,
где согласно расчетной схеме сооружения сосредоточена масса весом Qk>
определяется по формулеs* = QAP4*	(xix. 1)где Qk — вертикальная нагрузка, вызывающая инерционную силу; в нее
входят собственный вес элементов здания или сооружения,
полезная нагрузка на перекрытия, собственный вес кранов,
нагрузка от снега и т. п.; определяется по нормативным
нагрузкам без учета коэффициента перегрузки для собствен¬
ного веса конструкций и кранов и с коэффициентом 0,8 для
нормативных полезных и снеговых нагрузок. Исключение со¬
ставляют сооружения типа складов, элеваторов и т. п., для
которых нормативные полезные нагрузки учитываются полно¬
стью;kc — сейсмический коэффициент, зависящий от сейсмичности района,
т. е. от максимально возможного сейсмического ускорения в дан¬
ном районе; принимается по табл. 49.Таблица 49Значения сейсмического коэффициента kzРасчетная сейсмичность в баллах789Значения сейсмического коэффициента kc1/401/201/10р — коэффициент динамичности, характеризующий динамический
эффект землетрясения и зависящий от динамической характе¬
ристики сооружения, определяемой периодом его свобод¬
ных колебаний; коэффициент р определяется по графикуо	9рис. XIX. 1) или по формуле р = -у (Т —период свободныхколебаний, принимаемый не менее 0,6 и не более 3);
i\k — коэффициент, зависящий от формы деформаций сооружения при
его свободных колебаниях и от места расположения груза Qk
в сооружении (рис. XIX. 2). Этот коэффициент позволяет
учесть неравномерность распределения инерционных сил в
различных частях сооружения; коэффициент t\k определяется
по формулеп* (xk) У) QjX (*,)= —	•	(XIX. 2)'ZQjX'W1где X (xk) и X (xj) — отклонения при свободных колебаниях соответ¬
ственно рассматриваемой точки k и остальных
точек j (т. е. точек, отвечающих расположению
масс в рассматриваемой системе) для принятой
расчетной схемы сооружения.
§ 122. Особенности расчета685В связи с тем, что в настоящее время уже накопилось немало эмпири¬
ческих данных, не представляет затруднений найти периоды колебаний
для многих сооружений. В американской литературе (калифорнийские
нормы) тоже рекомендуются простые эмпирические формулы. Например,Рис. XIX. 2для прямоугольных в плане кирпичных зданий с железобетонными пере¬
крытиями формула имеет вид:Т = 0,05 у= >где Н — высота здания в м\Ь — ширина в направлении колебанийВ случае затруднений с определением периода или формы колебаний
сооружения (при сложной конструктивной схеме) допускается принимать:-	Р = 3;п**2 Q ix)И		»	(XIX. 3)2 Qjx1Iгде Xj и xk — соответственно расстояния от основания до мест располо¬
жения точек у и ft по высоте здания или сооружения.Таким образом, для определения величин сейсмических сил Sk надо
знать периоды и соответствующие им формы колебаний рассчитываемых
сооружений.При расчете каменных зданий (из камней правильной формы) высо¬
той до 5 этажей с расположением поперечных стен не реже, чем через 12 м
(здание рассматривается как короткий стержень, работающий на сдвиг),
оказалось возможным определить готовые произведения коэффициен¬
тов р г[у которые сведены в табл. 50, пользуясь которой легко мо'жно полу¬
чить необходимые величины расчетных сейсмических сил и их распреде¬
ление по высоте зданий.1 Строительство в сейсмических районах, под ред. И. И. Гольденблата и В. А. Быхов-
ского, НТО строительной промышленности СССР, Госстройиздат, 1957.
686 Г лава XIX. Особенности проектирования конструкций в сейсмических районахРасчет здания по новому методу показывает, что в верхних этажах
сейсмические силы оказываются существенно большими, чем это полу¬
чалось по прежнему условному статическому методу. Это вполне согла¬
суется с наблюдавшимися в натуре повреждениями зданий в результатеземлетрясений.При расчете несущих стен, а также
стенового заполнения каркасных зда¬
ний и его крепления к каркасу на
местную сейсмическую нагрузку, т. е.
в направлении,перпендикулярном пло¬
скости стен, произведение Рц прини¬
мается по табл. 50 для соответствую¬
щего уровня расположения рассматри¬
ваемой точки, но не менее р ^ = 2.Произведение коэффициентов р ^
при расчете возвышающихся над зда¬
нием башен с малым (относительно зда¬
ния) поперечным сечением, парапетов и
тому подобных конструкций с незначи¬
тельной массой принимается равным 5. Такая же величина р^ прини¬
мается при расчете балконов, навесов над входными дверями и дру¬
гих выступающих конструкций.Анкерные болты и другие элементы, служащие для крепления башен,
вышек, труб, колонн и тому подобных сооружений к их фундаментам или
связывающие отдельные части зданий и сооружений, рассчитываются на
усилия, возникающие в этих местах, в соответствии с величинами сейсми¬
ческих сил, найденными для рассматриваемого сооружения.При расчете анкерных болтов местных соединений (кроме креплений
деревянных конструкций) для тех сооружений, для которых величины
действующих на них усилий не могут быть найдены из рассмотрения работы
всего сооружения, значение произведения Рц принимается равным 5.Проведенные И. JI. Корчинским проверочные расчеты дают вполне
удовлетворительное объяснение поведения кирпичных зданий и совпаде¬
ние данных наблюдений с расчетными данными.Применительно к СН 8-57 проверку прочности зданий с кирпич¬
ными стенами на действие сейсмических сил следует производить
в зависимости от расположения капитальных стен здания и наличия в них
оконных и дверных проемов.При обычной величине и среднем количестве проемов в стене, а также
при нормальном их расположении расчет на сейсмические нагрузки
может быть ограничен проверкой на скалывание в уровне середин каждого
этажа по горизонтальной плоскости, пересекающей оконные и дверные
проемы. Распределение общей суммарной величины сейсмической силы,
действующей в уровне проверяемого на прочность этажа, разрешается
производить пропорционально жесткости стен и простенков, учитываемых
расчетом. При этом ввиду существенной разницы в жесткостях стен зда¬
ния, плоскости которых совпадают и перпендикулярны рассматриваемому
направлению действия сейсмических сил, разрешается считать участвую¬
щими в работе лишь стены, параллельные направлению сейсмических сил.Таким образом, стены другого направления создают лишь нагрузку,
Стены этого направления должны рассчитываться на местный изгиб,
а места их сопряжения со стенами первого направления должны быть про¬
верены на отрыв или скалывание.При расчете зданий каркасного типа для определения периодов и соответ¬
ствующих им форм колебаний в качестве расчетной схемы принимается система поТаблица 50Произведения коэффициентов (Siq
для каменных зданийРассма¬
тривав- '
мыё этажВысота здания в этажах123451-Й3,82,71,91,312-й—3,83,32,41,83-й'——3,83,22,54-й———3,42,95-й ■"———3
§ 123. Особенности конструирования687рис. XIX. 3,а, где Qlf Q2, . . Qn — точечные веса, располагаемые в уровнях пере¬
крытий, a fl9 f2, .. fn и rlf г2, .. гл — суммы погонных жесткостей всех стоек
и всех ригелей соответствующих ярусов рамной конструкции.В случае затруднительности определения периодов и соответствующих форм свобод¬
ных колебаний можно принять упрощенную схему (рис. XIX. 3,6), по которой не учи¬
тываются деформации ригелей. Эта схема приводит к преуменьшенным значениям пе¬
риодов собственных колебаний, а следовательно, к завышенным значениям р.При определении жесткости стоек, принятой в расчете рамы, следует
учитывать жесткость стенового заполнения, а также железобетонных или
каменных перегородок в случае их наличия.Жесткости железобетонных элементов подсчитываются с учетом работы
растянутой зоны бетона.QnС)&ггтаQzаПри определении же¬
сткости ригелей должна
учитываться жесткость
плиты, а при расчете зда¬
ния в направлении pacno-j
ложения второстепенных
балок — также плита и
все второстепенные балки.При расчете стенового
заполнения и его креплет
ний к каркасу произведе¬
ние р принимается по
табл. 50 для соответствую¬
щих уровней каркаса. При
этом величина р tj для
нижнего (т. е. подвального
или первого) этажа должна
быть не меньше единицы.Проведенное И. Л. К°Рчинским сопоставление значений произведе¬
ния коэффициентов	с соответствующими коэффициентами, приня¬
тыми в США, Италии, Японии, в странах Южной Америки и Новой Зелан¬
дии, показывает, что средние значения произведений &c|3tj для районов
с сейсмичностью 7—8 баллов совпадают; для районов с сейсмичностью
9 баллов коэффициенты, принятые у нас, превосходят принятые в боль¬
шинстве зарубежных стран и занимают промежуточные значения между
величинами, принятыми в Японии для гражданских и общественных
зданий и для инженерных сооружений 1 ,.	fzQ,Т г-Рис. XIX. 3§ 123. ОСОБЕННОСТИ КОНСТРУИРОВАНИЯПри проектировании зданий и сооружений в сейсмических районах
должны соблюдаться следующие основные принципы.1)	При компоновке зданий и сооружений необходимо добиваться наибо¬
лее эффективного распределения масс и жесткостей
несущих конструкций: размещение стен, конструкции перекрытий и пр.
должны удовлетворять требованиям симметрии и равномерного распреде¬
ления масс и жесткостей, уменьшения собственного веса конструкций
и возможно более низкого расположения их центра тяжести.2)	Должно быть выполнено требование динамической рав-
нопрочности элементов несущих конструкций, т. е. в сооружении1 Строительство в сейсмических районах, под ред. И. И. Гольденблата и В. А. Быхов-
ского, НТО строительной промышленности СССР, Госстройиздат, 1957,
688 Глава XIX. Особенности проектирования конструкций в сейсмических районахне должно бьцъ слабых узлов и элементов, преждевременный выход из
строя которых'может привести к его разрушению до исчерпания несу¬
щей способности основных элементов.3)	Следует предусмотреть благоприятные условия для возникнове¬
ния пластических деформаций, которые значительно по¬
вышают сопротивление железобетонных конструкций действию кратко¬
временных сил.4)	Сборные железобетонные конструкции должны так замоноли-
чиваться, чтобы они были способны воспринимать сейсмические^
.силы без расстройства (жесткие диафрагмы, надежные стыки и узлы).Следовательно, сейсмостойкость зданий и сооружений достигается
путем архитектурно-планировочных и конструктивных мероприятий,
обеспечивающих их пространственную связанность, жесткость и устойчи¬
вость. При этом должны быть использованы-железобетонные жесткие
каркасы, рамы, стены — продольные и поперечные, перекрытия, подкра¬
новые балки, обвязки, специальные связи и т. п. Эти конструкции могут
выполняться как монолитными, так и сборными.Опыт строительства из сборного железобетона в зарубежных странах
(США, Япония) и в Советском Союзе, а также проверка поведения некото¬
рых зданий и сооружений из сборного железобетона во время землетря¬
сений дают основание считать, что правильно запроектированные и рассчи¬
танные сборные железобетонные конструкции могут успешно применяться
в сейсмических районах.План здания должен быть возможно более простым — в виде пря¬
моугольника, лучше всего приближающегося к квадрату, без выступов
и входящих углов. При неизбежности более сложного плана необходимо
устраивать специальные антисейсмические швы, разделяющие
здание от верха до низа, включая и фундаменты, на ряд примыкающих
друг к другу самостоятельных частей (отсеков), могущих совершать
независимые колебания. При наличии в продольном направлении перепада
высот более х/2 высоты низкой части здания или более 5 м в этих местах
должны также устраиваться антисейсмические швы.Температурные и осадочные швы совмещаются с антисейсмическими
швами. Антисейсмические швы осуществляются при помощи парных рам,
парных стоек, парных стен. Ширина антисейсмического шва должна назна¬
чаться в соответствии с высотой и видом конструкций здания или сооруже¬
ния. Для зданий высотой до 5 ж ширина шва должна быть не менее 3 см\
для зданий большей высоты ширину шва следует увеличивать на 2 см
на каждые 5 м высоты. Конструкция швов в фасадных стенах не должна
препятствовать взаимному смещению стен, разделенных швом.Высота каркасных, а также и бескаркасных крупнопанельных
зданий в районах с расчетной сейсмичностью 7—8 баллов может быть
любая; при сейсмичности в 9 баллов — не более 30 м.Стены могут быть каркасными и несущими. Для боль¬
ших зданий наиболее рациональной конструкцией является каркасная
железобетонная. При этом соединения элементов каркаса (монолитного
или сборного) между собой следует осуществлять так, чтобы они могли
воспринимать знакопеременные усилия. Основной каркас, рассчитанный
на сопротивление сейсмическим толчкам, при значительных размерах
оконных и дверных проемов (при пролетах перемычек более 1,5 м) до¬
полняется второстепенным каркасом, состоящим преимущественно из
горизонтальных поясов, расположенных на уровне верха окон и дверей.Выступающие части, как, например, балконы, карнизы и пр., должны
быть ограничены по числу и размерам; во всяком случае эти части, как
и лестницы, должны быть жестко связаны с каркасом.
§ 123. Особенности конструирования689Для заполнения каркаса следует выбирать по возможности легкие
материалы; кирпичное заполнение должно быть толщиной не менее 12 см.
Заполнение связывается с каркасом при помощи арматуры из стержней
диаметром 4—6 мм> располагаемых в горизонтальных швах через каждые
50—70 см по высоте кладки. Эта арматура должна простираться не менее
чем на 70 см в каждую сторону от стойки. При расчетной сейсмичности
9 баллов горизонтальную арматуру рекомендуется закладывать по
всей длине заполнения. При длине заполнения 3 м и более оно должно
быть соединено и с верхним ригелем каркаса при помощи выпусков арма¬
туры через каждые 1,5—2 м по длине стены. Такая связь посредст¬
вом выпусков из элементов каркаса создает условия для вовлечения
заполнения в общую работу всего здания.В зданиях снесущими стенами (каменными и из крупных бло¬
ков) должны устраиваться железобетонные монолитные (или армока-
менные) антисейсмические пояса обычно (при сейсмичности8	и 9 баллов) на уровне каждого междуэтажного перекрытия, а также на
уровне чердачного перекрытия и перекрытия над подвалом. Пояса укла¬
дывают по всему периметру наружных и внутренних стен в виде непрерыв¬
ных горизонтальных рам. Эти пояса должны иметь ширину, как правило,
равную толщине стены. При толщине стены 50 см и более ширина железо¬
бетонных поясов может быть меньше толщины стены на 12 см. Высота пояса
должнабыть не менее 12 см; продольная арматура из стали марки Ст. 3 при¬
нимается сечением не менее 4,5 см2 при толщине стены менее 60 см и 6,8 см2
при толщине стены 60 см и более. Арматура укладывается у боковых гра¬
ней. При использовании сталей других марок допускается изменение пло¬
щади сечения арматуры в соответствии с ее расчетным сопротивлением.
В железокирпичных и армокаменных поясах арматуру следует укладывать
в горизонтальные швы у боковых граней пояса, преимущественно в
верхнем и нижнем швах. В углах поясов в горизонтальной плоскости
рекомендуется постановка косых стержней. Стержни продольной
арматуры связываются хомутами диаметром 4—6 мм через каждые 25—
40 см.Для обеспечения связи пояса с кладкой в верхних этажах следует
предусматривать выпуски вертикальной арматуры из пояса вверх и вниз
на 25—30 см, по два выпуска на 1 м длины. Вместо выпусков арматуры
можно оставлять в кладке через 3—4 м гнезда размерами 14 X 14 см и глу¬
биной 35—40 см, заполняемые бетоном при бетонировании поясов, с уста¬
новкой в гнезда арматуры из 4 стержней диаметром 5—8 мм. При крупно¬
блочной кладке связь эта достигается путем установки арматуры диамет¬
ром 5—8 мм в вертикальные швы между блоками; арматура должна быть
связана с антисейсмическими поясами.Допустимы и сборные железобетонные антисейсмиче¬
ские пояса при условии надежных стыков. Стыки могут устраиваться
как в углах и пересечениях, так и в пролетах, причем они должны быть
сварными с учетом того, что пояса работают и на осевое растяжение. Стыки
арматуры делаются в двух плоскостях — вверху и внизу (рис. XIX. 4, а).Допускается также устройство стыков путем замоноличивания арма¬
турных петель (стык Г. П. Передерия), выпускаемых из торцов элементов
(рис. XIX. 4, б). До замоноличивания стыков в кольца, образуемые пет¬
лями, по их периметру устанавливают вертикальные стержни.При сборных поясах важное значение приобретает также осуществле¬
ние прочной связи пояса с кладкой. Если в нижних этажах благодаря весу
вышележащей кладки достаточно ограничиться укладкой элементов пояса
на растворе, то в отношении пояса, уложенного под балками чердачного
перекрытия, требуются специальные меры по усилению связи этого пояса
690 Глава XIX. Особенности проектирования конструкций в сейсмических районахЪттшjjjiWkт1с кладкой. Как и при монолитных поясах, можно рекомендовать устройство
железобетонных выпусков в стыках элементов пояса (рис. XIX. 4, в).Перекрытия. Междуэтажные и чердачные перекрытия должны пред¬
ставлять собой жесткие горизонтальные диафрагмы, прочно связанныес продольными и поперечными
стенами здания.При монолитных желе¬
зобетонных перекрытиях плита,
как правило, должна заклады¬
ваться в стену по всему периметру
перекрытия не менее чем на всю
толщину стены за вычетом 12 см.
В зданиях с расчетной сейсмично¬
стью 7 и 8 баллов допускается
заделка перекрытия стены на
12 см при условии армирования
швов кладки вдоль стены, а
также поперек стены (через каж¬
дые 20—25 см) для связи кладки
с плитой. Арматура должна заде¬
лываться в стену на всю ее тол¬
щину, а в плиту не менее чем на
40 см.При заделанных по контуру
в стены железобетонных моно¬
литных или сборных перекрытиях
антисейсмические пояса в уровне
этих перекрытий не делают.Сборные железобетонные
перекрытия и покрытия следует
надежно замоноличивать, преду¬
сматривая для этой цели спе¬
циальные устройства в сборных
элементах, Замоноличиванием
преследуется цель придания сбор¬
ным перекрытиям свойств жест¬
ких диафрагм, сопротивляющих¬
ся растяжению, изгибу и сдвигу в
своей плоскости в обоих направле¬
ниях.Из сборных перекрытий предпочтение следует отдавать крупнопа¬
нельным. Среди них находят применение многопустотные панели, трех¬
слойные предварительно напряженные (пустотные) плиты-настилы
(типа «комбайн») и ребристые перекрытия.Многопустотные панели целесообразно замоноличивать путем уст¬
ройства связи между поперечными стержнями настилов в шпоночных пазах
(рис. XIX. 5, а). При этом способе для получения непрерывной связи
используется арматура самих настилов (при помощи сварки или скоб)
при условии тщательной заливки швов цементным раствором 1.£ВПаНLJ—| г }Г”	1^1 —*1 i Г111	АУЛАМ-	1} ! 1
LJUbAРис. XIX. 4. Стыки сборных антисейсми¬
ческих поясов1 В. А. Быховский, Усовершенствование метода расчета жилых зданий на сейс¬
мические нагрузки и сборные конструкции жилых зданий для строительства в сейсмиче¬
ских районах, Госстройиздат, 1957; А. Л. Ч у р а я н и Ш. А. Д ж а б у а, Сборные
железобетонные перекрытия в сейсмостойком строительстве, «Бетон и железобетон» № 8,1955.
'§ 123. Особенности конструирования691При изготовлении настилов на их боковой грани следует оставлять
вертикальные пазы, причем поперечные стержни сеток должны быть раз¬
мещены так, чтобы в местах,где оставлены пазы, оказалось по два стержня
вверху и внизу. Расстояние между пазами-шпонками не должно превы¬
шать 1,8 м при расчетной сейсмичности 7—8 баллов и 1,2 м при сейсмич¬
ности 9 баллов.1U1■ 7I"ОШоооо/Ф6-,ж С—1—1—| Ско&ыф12 ^I IПо 2-2-1200 ■SIh-ЧЧ5!НИ, По 3-3ПоПо 5-5Мр-АрЖwo ода
06Рис. XIX. 5. Способы замоноличивания настиловПри применении скоб обнажаются верхние и нижние продольные стер¬
жни в пазах, в местах примыкания к ним поперечных стержней. Продоль¬
ные стержни соседних панелей соединяются скобами.В случае применения сварки к поперечным стержням у пазов прива¬
риваются закладные пластинки. Нижние пластинки свариваются встык,
верхние —с помощью накладок.После установки скоб или сварки пластинок пазы и швы между насти¬
лами заливают цементным раствором марки 100.Настилы чердачного перекрытия, также снабженные шпоночными
пазами, рекомендуется замоноличивать посредством контурных железо¬
бетонных обвязок. Для возможности устройства обвязок настилы должны
заходить на несущие стены на 12 см. С нижележащей кладкой обвязки
должны быть связаны с помощью вертикальных каркасов.Настилы типа «комбайн» (в конструкцию которых, обусловленную
технологией изготовления, не могут быть внесены изменения) рекомен¬
дуется замоноличивать путем устройства по несущим стенам железобетон¬
ных обвязок (рис. XIX. 5, б).Ввиду ненадежности связи обвязок с настилом (только через сцепление)
и затруднительности устройства выпусков арматуры из торцов настила
692 Глава XIX. Особенности-проектирования конструкций в сейсмических районахдля связи с обвязками в швах между настилами устанавливаются верти¬
кальные каркасы из двух стержней диаметром 6 мм, связанных через каж¬
дые 30—40 см поперечными, стержнями диаметром 4—6 мм, на всю длину
настила при расчетной сейсмичности 9 баллов и на длину 1—1,2 м при сей¬
смичности 7 и 8 баллов. Для укладки сварных каркасов настилы «ком¬
байн» должны быть раздвинуты в швах так, чтобы ширина швов соста¬
вляла не менее 4—5 см. Сварные каркасы должны быть связаны с арма¬
турой обвязок.При замоноличивании с помощью обвязок в зданиях с расчетной сейс¬
мичностью 9 баллов должны быть предусмотрены дополнительные
мероприятия по усилению поперечной связи между элементами настила,
например укладкой слоя монолитного бетона толщиной 4 см, армиро¬
ванного сеткой 25 X 25 см, диаметром 6 мм, из стали Ст. 3 или из холодно¬
тянутой проволоки диаметром 4 мм. Сетка должна быть связана с арма¬
турой обвязок и поясов, а также с арматурой вертикальных каркасов.Сравнивая оба способа замоноличивания настилов ( с помощью шпо¬
ночных соединений и с помощью обвязок), можно заметить, что первый
способ имеет преимущества перед вторым в отношении большей монолит¬
ности, жесткости и большей индустриальности строительства, а также
в отношении расхода цемента и стали. Кроме того, с увеличением ширины
настилов первый способ, сохраняя свои преимущества, становится все
более экономичным по расходу материалов и трудовым затратам, тогда
как при втором способе поперечная связь между настилами все более ослаб¬
ляется.Ребристые настилы могут быть замоноличены также с помощью обвя¬
зок (рис. XIX. 5, в), для связи с которыми из торцов настила выпускаются
концы стержней. Ребристые настилы должны быть усилены ребрами —
диафрагмами жесткости. При расчетной сейсмичности 7 и 8 баллов реко¬
мендуется устраивать два промежуточных ребра, а при расчетной сейсмич¬
ности 9 баллов — четыре.При применении предварительно напряженных перекрытий, покрытий
и стеновых панелей предпочтение следует отдавать горячекатаной арма¬
туре периодического профиля, характеризуемой более высокими пласти¬
ческими свойствами.В случае применения для арматуры твердых высокопрочных сталей
расчетный изгибающий момент должен быть больше момента, вызываю¬
щего образование трещин, не менее чем на 25%. В струнобетонных кон¬
струкциях применение гладкой арматуры не допускается.При пучковой арматуре следует применять трубки (кожухи) с гофри¬
рованной поверхностью. Инъектирование пучков является при этом обя¬
зательным.При арматуре с явно выраженной площадкой текучести допускается
предварительное обжатие бетонных, кирпичных и каменных конструкций
как специальное мероприятие для повышения их сейсмостойкости.Фундаменты. В пределах каждого отсека здания фундаменты должны
быть заложены на одну глубину и взаимно связаны, чтобы обеспечить
совместное колебание всех элементов конструкции здания. Лучшим реше¬
нием (при слабых грунтах) является сплошная железобетонная плита
или перекрестные ленты, но при малых нагрузках (хороших грунтах)
допустимы и отдельные фундаменты под колонны, но они должны быть обя¬
зательно связаны у поверхности земли в продольном и поперечном направ¬
лениях особыми фундаментными балками (сечением не менее 25 X 35 см).
В промышленных зданиях с жесткой конструктивной схемой рекомендуется
располагать связи лишь в направлении продольных стен.
§ 123. Особенности конструирования693Допускается применение сборных фу н даме Н'Ф-о в и стен
подвалов, выполняемых из крупных блоков, причем при скальных и плот¬
ных грунтах основания в зданиях с расчетной сейсмичностью 7 и 8 баллов
не требуется специальных мероприятий по увеличению сейсмостойкости.
Однако при расчетной сейсмичности 9 баллов при тех же грунтах должно
быть предусмотрено усиление сопряжений (углов, примыканий и пересе¬
чений) сборных фундаментов и стен подвалов связями в виде арматуры,
укладываемой в горизонтальных швах.При грунтах мало сжимаемых, плотных глинистых, суглинистых,
песчаных и супесчаных в зданиях с расчетной сейсмичностью 7—8 баллов
поверху сборных фундаментных подушек (лент) по всему периметру стен
в слое раствора следует укладывать арматуру из четырех продольных стер¬
жней диаметром 8—10 мм, связанных поперечными стержнями диаметром
6 мм через каждые 30—40 см. В зданиях с расчетной сейсмичностью
9 баллов, помимо этого, должны быть армированы сетками все сопряжения
крупноблочных стен подвалов.При грунтах просадочных, макропористых .суглинках, рыхлых пес¬
чаных, насыпных грунтах и т. п. принимаются те же меры, но дополни¬
тельную арматуру следует укладывать в слое раствора в шве, отстоящем
на расстоянии 20—30 см от подошвы фундамента, и нижнюю подушку
(ленту) выполнять из монолитного железобетона.
Г Л А В А XXСПЕЦИАЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
§ 124. ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫДля устройства подпорных стен, воспринимающих давление земли
(или воды), железобетон дает конструктивные решения, отличающиеся
особой легкостью и экономичностью. Подпорные стены вообще должны
быть сконструированы так, чтобы была исключена возможность их опро¬
кидывания и скольжения и чтобы напряжения в материале стены и
в грунте основания не превосходили допускаемых пределов. В то время
как выполнение этих условий в подпорных стенах из камня, кирпича или
бетона достигается главным образом за счет их массивности и значитель¬
ного собственного веса, в стенах из железобетона, в которых допускаются
растягивающие напряжения, это достигается выбором соответствующей
формы.По конструкции железобетонные подпорные стены могут быть: 1) мо¬
нолитные угловые (уголковой формы) —безреберные и ребристые; 2) сбор:
ные разных видов.1.	Монолитные угловые подпорные стеныЦелесообразной формой железобетонных подпорных стен являются
так называемые угловые (уголковые) стены, при устройстве которых рас¬
ходуется минимальное количество материала. Сущность стен этого типа
заключается в том, что благодаря угловой форме вес земли, находящейся
над горизонтальной площадкой, включается в работу конструкции и соз¬
дает момент, противоположный моменту от бокового давления земли.Безреберные угловые стены (консольные). В безреберных угловых
стенах и вертикальная, и горизонтальная плиты работают на изгиб как
консоли, заделанные одним концом. Здесь давление земли в виде неравно¬
мерно распределенной нагрузки вызывает растягивающие напряжения
у внутренней стороны вертикальной стенки и у верхней поверхности гори¬
зонтальной плиты основания, чем и обусловливается расположение рабо¬
чей арматуры. В вертикальной стенке рабочие стержни должны быть рас¬
положены вблизи внутренней поверхности вертикально, а распредели¬
тельные стержни — горизонтально. Целесообразно укладывать рабочую
арматуру — вертикальную в стенке и горизонтальную — в основании
в виде цельных стержней, как показано на рис. XX. 1. В соответствии
с характером эпюры моментов можно доводить до самого верха только
часть стержней (V2—73), а остальные обрывать ниже в чередующемся по:
рядке на одном или двух уровнях, в зависимости от высоты стены.Ребристые угловые подпорные стены. При значительной высоте (бо¬
лее 6 м) угловые подпорные стены делают с ребрами. В простейшем слу¬
чае (рис. XX. 2) стена состоит из вертикальной плиты (стенки), горизонт
тальной опорной плиты (фундаментной) и ребер, располагаемых со сто:
роньь земли, в растянутой зоне.
§ 124. Подпорные стены695Вертикальная или несколько наклонная в сторону насыпи стенка
конструируется в этом случае как неразрезная плита, опорами которой
являются ребра; она работает в горизонтальном направлении, передавая
давление земли на ребра. Поэтому горизонтальные рабочие стержни
в средней части пролетов располагают вблизи лицевой поверхности,
а у опор (ребер) часть их переводят к внутренней поверхности стенки, где
возникают отрицательные моменты.Распределительные стержни ставят вертикально и внизу они рабо=
тают на момент, возникающий в примыкании стенки к опорной плите.Соответственно с увеличением
давления земли горизонтальныеРис. XX. 1. Безреберная угловая подпор¬
ная стенаРис. XX. 2. Угловая подпорная стена
с ребрамистержни внизу располагаются чаще, чем вверху; по этой же причине
иногда книзу утолщается и сама стенка — постепенно или уступами.Опорная плита также армируется по общим правилам конструирова¬
ния неразрезных плит, причем, будучи нагружена с одной стороны нерав¬
номерной реакцией грунта, а с другой — весом вышележащей земли и соб:
ственным весом, она обычно имеет двойную арматуру.Ребра работают, как консольные тавровые балки переменного сечения.
Расстояние между ними зависит от высоты стенки и обыкновенно бывает
от 2 до 3,5 м. Ребра армируются стержнями трех видов — наклонными,
горизонтальными и вертикальными. Наклонные стержни являются рабо¬
чими и располагаются у края ребра, обращенного к земле; горизонтальные
стержни связывают ребра со стенкой и работают на отр^ыв последней давле¬
нием земли; в то же время они служат в качестве хомутов для восприятия
поперечных сил в ребре; вертикальные стержни служат для связи ребра
с опорной плитой и также работают на отрыв. Ширина ребра в примыка:
нии его к опорной плите должна быть равна ширине этой плиты.Как передняя стенка, так и опорная плита обычно связаны с ребрами
при помощи вутов.Опорную плиту часто выдвигают за лицевую поверхность вертикаль¬
ной стенки, снабжая ее нередко небольшим сжатым ребром (рис. XX. 3, а);
кроме того, иногда по одному или по обоим краям плиты располагают
невысокие продольные балки (шпоры).
696Глава XX. Специальные сооруженияУстройством переднего выступа достигают более равномерного рас¬
пределения давления на грунт, понижая его у наружного края, что осо¬
бенно важно при слабых грунтах. Ширина опорной плиты должна быть
проверена по расчетному сопротивлению грунта. Обычно она принимается
равной от */2 до 3/5 высоты стены.Продольная балка у заднего края плиты, так называемая шпора,
служит для увеличения сопротивления горизонтальному скольжению
стены. Более действенным средством против скольжения является при¬
дание опорной плите обратного уклона в сторону насыпи (рис. XX. 3, б).Вверху стенки обычно делается горизонтальная полка «кордон»
стены, что увеличивает жесткость верха стены и ребер, а также соответ:а — с передним выступом плиты и шпорой; б — с обратным уклоном плиты; в — с разгрузочнойжелезобетонной площадкой; г — каменная (бетонная) стена с разгрузочной площадкойствует и архитектурным требованиям; она имеет часто такую же толщину,
как и сама стенка в верхнем конце, и армируется по конструктивным сооб¬
ражениям.В высоких стенах на некотором уровне (часто на х/2 высоты стены) над
фундаментной плитой выгодно делать разгрузочную горизон¬
тальную плиту (рис! XX. 3* в), которая иногда делается сводчатой.
Преимущества такой конструкции заключается в том, что ниже указанной
плиты земля освобождается от нагрузки весом вышележащей части, бла¬
годаря чему давление земли на нижнюю часть подпорной стены и ребер
уменьшается, а следовательно, уменьшаются и изгибающие моменты, что
в свою очередь ведет к уменьшению общего объема железобетона.Применение горизонтальной плиты, разгружающей нижнюю часть
подпорной стены, особенно выгодно в случае необходимости увеличения
высоты существующей бетонной или каменной подпорной стены (при ре¬
конструкции). Действительно, вместо увеличения толщины стены выгод¬
нее поверх ее устроить консольную плиту из железобетона и над ней на¬
растить стену (рис. XX. 3, г).Сравнительные расчеты консольных и ребристых подпорных стен 1
дали следующие результаты: при высоте насыпей до 6 м консольные стены
имеют меньший объем бетона, при высоте от 6 до 8 м объемы стен
обоих типов близки и только при насыпях высотой более 8 м подпорные
стены с ребрами выгоднее. Поэтому, рекомендуется при высоте насыпей
до 6 м всегда применять консольные подпорные стены, которые к тому же
проще в выполнении.1 А. М. Р я б у х о, Проектирование консольных железобетонных и обыкновенных
массивных подпорных стен, издание Министерства коммунального хозяйства РСФСР, 1953.Рис. XX. 3. Угловые подпорные стены
§ 124v Подпорные стены6972.	Сборные подпорные стеныМожно указать на два основных вида сборных подпорных стен:а)	консольные и б) типа ряжей.Консольные подпорные стены. Эти стены углового профиля, неболь-*
ших размеров (рис. XX. 4, а) могут быть изготовлены на заводе в виде
отдельных звеньев длиной 2—3 м и затем установлены на место частями.6) По!-Г‘штттщг70 J-И- h-1 2 \2Г {11 FJvMАллПо 2-2Рис. XX. 4. Сборные подпорные стеныАрмировать их следует сварными сетками, располагаемыми у обеих по^
верхностей, учитывая появление усилий обратного знака при транспор¬
тировании.Такие стены находят применение в конструкциях погрузочных и пер¬
ронных платформ, а также при постройке набережных,.городских мостов
и пр. В случае необходимости (например, при передвижке железнодорож¬
ных путей) звенья сборной стенки могут быть переставлены на другое
место.На рис. XX. 4, б приведена подпорная стенка, образованная из сбор-^
ных ребристых плит, сечение которых уменьшается кверху. Плиты уста¬
навливаются на фундамент, выполняемый на месте; они соединяются при
помощи накладок, привариваемых к закладным частям. Ширина ребри:
стых плит определяется грузоподъемностью крана.
698Глава XX. Специальные сооруженияПодпорные стены типа ряжей. Стены этого типа считаются более эко-^
номичными по сравнению с монолитными бетонными и даже угловыми
железобетонными стенами.В основу этой конструкции положен принцип обыкновенных ряжей.
Они состоят из железобетонных брусьев двух типов — продольных пря¬
мых квадратного сечения и поперечных анкерных с заплечиками на кон¬
цах, служащих в качестве связей между продольными балками. Такие
брусья, будучи уложены в виде клеток, образуют в плане ряд прямоуголь¬
ных ячеек, заполняемых грунтом (рис. XX. 4, в). При этом наружные про¬
дольные элементы под действием давления земли подвержены изгибу и
работают как балки, свободно опертые по концам; анкерные же балки,
кроме торцовых, принимают на себя только растягивающие усилия.
Размеры поперечных сечений элементов (обычно от 15 X 15 до 25 X
X 25 см) определяются в зависимости от высоты стены, вида грунта и ве¬
личины временной нагрузки на поверхности земли. Предельная длина эле¬
мента 3 м\ длина продольных балок обусловлена главным образом их
транспортабельностью, а поперечных — расчетной шириной стены.Армирование элементов должно быть симметричным (в виде сварных
каркасов), чтобы можно было укладывать их в конструкцию стены в любом
положении.Образующиеся снаружи промежутки между продольными брусьями
остаются открытыми, но могут быть заполнены бетонными камнями
(пустотелыми).Конструкции этих стен применяются в различных вариантах.3.	Расчет подпорных стенБоковое давление земли на заднюю плоскость стены определяется
известными способами — аналитически или графически.На практике чаще всего встречается случай с верхней горизонтальной
поверхностью земляной засыпки и задней вертикальной поверхностью
стены. Для этого случая горизонтальное давление земли на 1 пог. м длины
стены определяется по формуле£ =	(45°-^-),	(XX. 1)где ч — объемный вес грунта;Н — высота стены над плоскостью фундаментной плиты;9	— угол естественного откоса грунта.Точка приложения равнодействующей лежит на V3 высоты от фун:
дамента.Интенсивность давления земли в плоскости опорной плиты равна
первой производной от Е, т. е.o„ = i#tg*(45°--|-).	(XX. 2)Для приближенного расчета, приняв <р = 30° и tg2 30° = , имеем
Е — -g— и оя — -д- .Обычно имеется временная нагрузка р, которая приводится к весу
слоя земли высотой h0 = у; в этом случае полное горизонтальное давление
земли определяется по формулеЕ = \ ?Я (Я + 2Л0) tg2 (45° - .	(XX. 3)
'§ 124. Подпорные стены690При проектировании подпорных стен должны быть удовлетворены
следующие требования:1)	устойчивость стены против скольжения должна быть обеспечена
достаточной величиной коэффициента запаса на скольжениегде EG —г вертикальная нагрузка;/ — коэффициент трения материала стены по грунту;2)	устойчивость стены от опрокидывания должна быть обеспечена
достаточным коэффициентом запаса на опрокидываниегде Му — удерживающий момент, создаваемый вертикальными нагруз?
ками относительно нижнего ребра передней грани;М0 — опрокидывающий момент от давления земли.Таким образом, в начальной стадии проектирования стены опреде¬
ляется для заданных условий величина давления засыпки Е и опрокиды¬
вающий момент М0, для противодействия которым подбираются такие
размеры элементов стены (ширина фундаментной плиты и ее вылеты),
при которых будет обеспечена ее устойчивость. Решение это может быть
достигнуто путем постепенного приближения, так как возможно несколько
комбинаций ширины фундамента стены и длины его консолей. Существуют
и готовые формулы, облегчающие подбор основных размеров консольных
подпорных стен (см. сноску на стр. 696). Далее производится расчет
отдельных железобетонных элементов стены.Угловые подпорные стены (рис. XX. 5). Расчет в этом случае сла¬
гается из расчета фундаментной плиты и вертикальной стенки, а при'ребт
ристой конструкции — и ребра.Для расчета фундаментной плиты необходимо определить напряжен
ния грунта под ее подошвой по известной формуле внецентренного сжатия.Как правило, не следует допускать в грунте растягивающих напря:
жений.Построив эпюру напряжений в грунте, которая будет иметь вид тра;
пеции или треугольника, совмещают с ней эпюру (в виде прямоугольника)
от равномерного давления земли, находящейся над задней частью опор¬
ной плиты. Таким образом, передняя часть плиты будет испытывать давле?Рис. XX. 5
700Глава XX. Специальные сооруженияние, направленное снизу, вверх, а задняя — давление, направленное
сверху вниз.При расчете консольной подпорной стены (рис. XX. 5, а) по реактив¬
ному давлению земли определяют изгибающий момент для передней части
фундаментной плиты, как для консоли, и затем находят размеры плиты
в опасном сечении, т. е. в плоскости заделки, и необходимую арматуру,
располагаемую у нижней поверхности плиты; для задней части плиты
изгибающий момент определяют, также рассматривая ее как. консоль,
и арматуру располагают у верхней поверхности консоли.После определения толщины передней консоли в плоскости ее заделки
устанавливается расчетный вылет консоли вертикальной стены, опреде¬
ляется для нее изгибающий момент и подбирается сечение в плоскости ее
пересечения с верхней гранью задней консоли. Расчетный вылет задней
консоли будет равен всей ширине плиты за вычетом вылета передней кон¬
соли и толщины стенки. Расчетная арматура стенки располагается у по¬
верхности, прилегающей к насыпи.При расчете подпорной стены с ребрами (рис. XX. 5, б) передняя часть
(консоль) фундаментной плиты рассчитывается как консоль, а задняя
часть — как неразрезная или защемленная 'плита между ребрами; рабочая
арматура в ней располагается вдоль пролета / между ребрами.Для расчета вертикальной стены ее разделяют на ряд отдельных го¬
ризонтальных полос высотой, например, 1 м. Каждую полосу рассматри¬
вают как плиту, нагруженную сплошной равномерной нагрузкой, соот¬
ветствующей среднему давлению земли на рассматриваемом уровне.
Расчет производят, как для неразрезной или частично защемленной плиты,принимая М = ± ql2 ив пролете, и на опоре.Толщину стены в каждой зоне, а также и соответствующее сечение
горизонтальных рабочих стержней определяют обычным путем, причем
можно диаметр стержней во всех зонах оставлять один и тот же и менять
только расстояние между ними или же менять как диаметр стержней, так
и расстояние между ними.Вертикальная стена и опорная плита могут быть рассчитаны более
точно по таблицам А. Ф. Смотрова как плиты, защемленные по трем сто¬
ронам \Ребро рассчитывается как балка таврового сечения, заделанная од¬
ним концом. Толщина — ребра постоянная по всей его высоте — может
быть принята равной средней толщине передней стенки; в случае невоз¬
можности разместить требуемое число стержней толщина ребра соответ¬
ственно увеличивается.При определении сечения основных рабочих стержней арматуры у на¬
клонной грани ребра его высота принимается соответственно делению на
зоны. Изгибающий момент берется согласно эпюре давления земли в рас¬
сматриваемом горизонтальном сечении. Поперечное сечение арматуры для
упрощения принимается нормальным к направлению стержней, что идет
в запас прочности.Горизонтальные стержни, соединяющие ребро с передней стенкой,
рассчитывают на непосредственное растяжение под действием горизон¬
тального давления земли, а также на поперечные силы; обычно по первому
расчету сечение арматуры получается большим. Расстояние между гори¬
зонтальными стержнями книзу уменьшается; в пределах же каждой зоны
стержни располагаются на одинаковых расстояниях друг от друга.Вертикальные стержни также рассчитываются на отрыв под влиянием
отрицательного давления грунта в задней части фундаментной плиты.1 См. ниже, § 125, п. 4.
§ 125. Резервуары и водонапорные башни701Располагаются они на равных расстояниях у обеих поверхностей ребра,
причем концы стержней должны прочно захватывать крюками арматуру
опорной плиты.	н #Сборные подпорные стены типа ряжей. Расчет их состоит в определе¬
нии необходимой ширины стены и в подборе сечений продольных и попе¬
речных элементов.§ 125. РЕЗЕРВУАРЫ И ВОДОНАПОРНЫЕ БАШНИ1.	Общие сведенияУстройство всякого рода резервуаров было одной из первых областей
применения железобетона. В настоящее время в этой области железобетон
получил весьма широкое распространение. Железобетонные резервуары
строятся для целей водоснабжения (емкостью, исчисляемой десятками
тысяч кубических метров), для целей канализации, в общественных ку¬
пальнях (бассейны для плавания), для различных технических целей на
фабриках и заводах и др. Они нашли применение не только для хранения
воды, но и различных других жидкостей как, например, вина, спирта,
винного уксуса, нефтепродуктов, смолы, разведенных кислот и пр.Железобетонные резервуары по сравнению с металлическими, бетон¬
ными или каменными имеют существенные преимущества в отношении
простоты их устройства и стоимости, а также большей долговечности;
особенно это относится к заглубленным резервуарам.При изготовлении резервуаров особое внимание обращается на до¬
стижение необходимой непроницаемости.Лучшим средством для этого являются применение возможно более
плотного бетона и нанесение на него торкрета в два слоя (2,5 см) лучше
всего из цементного раствора состава 1 : 2, на расширяющемся цементе.Находит применение и покрытие поверхности разными составами —
такими, как жидкое стекло, флюаты и др. При хранении агрессивных жид¬
костей применяют внутреннюю облицовку плитками из керамики, стекла
или естественного камня с заливкой швов материалом, стойким и в то же
время безвредным для хранимой жидкости. Против утечки бензина най¬
дены специальные средства — обмазка (тиокол-латекс) или оклейка ли¬
стами (винипласт).Основными условиями для достижения непроницаемости резер¬
вуаров в течение продолжительного времени являются их правильная
конструкция и надежность основания.Проверка водонепроницаемости резервуара должна производиться
не ранее чем через 3 суток после его наполнения. Результаты проверки
считаются удовлетворительными, если убыль воды за сутки не превы¬
шает 5 л на 1 ж2 смачиваемой поверхности стен и днища.В заглубленных резервуарах должна быть произведена изоляция
стен и покрытия от земляной засыпки при помощи асфальта, рубероида
или толя; при высоких грунтовых водах необходима особенно тщательная
наружная изоляция днища и стен. В некоторых случаях целесообразно
устраивать дренаж. Вообще же следует стремиться так располагать резер¬
вуар, чтобы наивысший горизонт грунтовых вод был ниже подошвы днища.
Во всех случаях необходим отвод поверхностных вод.Резервуары для предохранения их от температурных влияний должны
иметь обсыпку толщиной 0,5; 0,7 и 1 м в зависимости от расчетной темпе¬
ратуры воздуха (до —10°, до —30° и ниже —30°).Железобетонные резервуары по форме разделяются на круглые (ци¬
линдрические) и прямоугольные. Они могут быть открытыми и закрытыми.
702Глава XX. Специальные сооруженияПо расположению они подразделяются на заглубленные, расположенные
на поверхности земли и установленные на башнях или в верхних этажах
зданир.Как показали исследования, цилиндрические резервуары являются
экономичнее прямоугольных до емкостей 3—3,5 тыс. м3, но с применением
предварительно напряженной стенки этот предел увеличивается до
6000 м3. За рубежом предварительно напряженные цилиндрические ре¬
зервуары применяются емкостью более 100 тыс. м3.Цилиндрические стенки резервуаров, испытывая преимущественно
осевые растягивающие усилия, могут иметь небольшую толщину; практи¬
чески толщину стенки вверху принимают обычно не менее 8—10 см.стенки и днища резервуараудобства эксплуатации делается вертикальной. Однако, если вода в
резервуаре может подвергнуться замерзанию, то целесообразно для пре¬
дохранения от разрушающего действия ледяного покрова придавать
стенкам внутренний уклон 1/15— 1/20.Арматура стенок состоит из горизонтальных стержней, образующих
замкнутые кольца или непрерывную спираль и установленных чаще всего
в два ряда, и вертикальных стержней (рис. XX. 6, а).Особое внимание следует обращать на сопряжение стенки с днищем
резервуара и с покрытием, если таковое имеется, устраивая вуты и закла¬
дывая добавочные стержни для восприятия растягивающих усилий
(рис. XX. 6, б).Горизонтальные стержни воспринимают кольцевые усилия. Эти уси^
лия увеличиваются к низу резервуара (рис. XX. 7); однако, начиная при¬
мерно с 2/3 высоты от верха, кольцевые усилия благодаря жесткой связи
стенки с днищем перестают возрастать и постепенно уменьшаются книзу.
В связи с этим сечение кольцевой арматуры (на единицу высоты), вычис¬
ленное по наибольшему усилию, обычно принимается постоянным в ниж¬
ней части стенки, а в верхней части оно уменьшается соответственно
с уменьшением кольцевых усилий.Вертикальные стержни являются не только монтажными, служащими
для удержания колец во время бетонирования, но необходимы также и для2.	Круглые резервуарыо) Конструирование резервуаровСтенки небольших резервуаров нередко
выполняют одинаковой толщины по всей вы¬
соте. В больших резервуарах стенки обычно
имеют трапецеидальное сечение, уширяющееся
книзу; внутренняя поверхность стенок дляГI/Рис. XX. 6. Армирование Рис. XX. 7. Эпюры усилий в стенке резервуара
§ 125. Резервуары и водонапорные башни703восприятия изгибающих моментов, действующих в вертикальных плоско¬
стях. Эти стержни обычно принимают йесколько меньшего диаметра, чем
кольцевые стержни, и располагают на расстояниях 10—20 см.Вертикальные стержни можно располагать как с внешней, так и
с внутренней стороны кольцевой арматуры. При непрерывной спиральной
арматуре расположение вертикальных стержней внутри кольцевой арма¬
туры практически является более удобным. Обычно только часть (поло¬
вина) вертикальных стержней устанавливается на всю высоту резервуара
от дна до верха стенки; другая часть стержней, чередуясь через один с пер:
выми, обрывается ниже середины высоты.Рис. XX. 8. Типовой резервуар емкостью 500 м3В больших резервуарах устраивается двойная (симметричная) арма^
тура по всей высоте или только в нижней части на высоту от г/3 h до V2 h
(где стенки имеют значительную толщину — 15 см и больше). Двойная ар¬
матура полезна также и против появления поверхностных трещин от
усадки бетона.Большие резервуары часто выполняются двойными, из двух камер,
располагаемых рядом; иногда в круглом резервуаре просто устраивают
железобетонную перегородку, разделяющую его на две половины.В резервуарах большого диаметра для опирания покрытия ставят
промежуточные стойки — иногда по концентрическим кругам, а чаще
располагают их с квадратной или прямоугольной сеткой осей и шагом
3,5—4,5 м. Сечение стоек делается квадратным, не менее 25 X 25 см.Покрытие круглых резервуаров обычно выполняется безбалочным,
но недавно еще находили применение ребристые покрытия, а для резер¬
вуаров диаметром до 15 м — купольные покрытия без промежуточных
стоек.В 1952 г. институтом Гипроспецнефть разработаны типовые резер¬
вуары 13 различных емкостей — от 50 до 2 000 м3 — с безбалочным покры¬
тием и таким же днищем. Типовые резервуары разработаны в двух вариан¬
тах: основные для мокрых грунтов и облегченные для* сухих грунтов.На рис. XX. 8 приведена широко распространенная в практике кон¬
струкция резервуара для любых грунтов, емкостью 500 м3. Промежуточ¬
ные колонны с капителями и надкапительной плитой вверху и внизу рас:
положены на расстояниях (между осями) 3,6 м; сечение их 25 X 25 см.
Арматура рекомендуется из стержней периодического профиля. Бетон
марки не ниже 150 на портланд-цементе; при наличии агрессивных грун¬
товых вод используются специальные цементы в зависимости от химиче:
704Глава XX. Специальные сооруженияского состава грунтовых вод. Защитный слой для стен, покрытия
и днища — 1,5 см у для стоек — 2,5 см.На рис. XX. 9 представлен план и разрез большого заглубленного
резервуара емкостью 6 000 м3 с покрытием и днищем в виде безбалочных
плит, жестко связанных со стойками.Безбалочные покрытия резервуаров проектируются, как описанов главе XIII.В надземных резервуа¬
рах покрытию придают
уклоны в 1/25 на четыре
ската; в заглубленных
резервуарах покрытия
обычно выполняются пло¬
скими, и необходимые
уклоны (1/100)достигаются
укладкой слоя тощего
бетона.Толщина плиты без¬
балочного покрытия и
днища принимается не ме¬
нее 12 см; толщина ку¬
польного покрытия — не
менее 8 см.Арматура купольных
покрытий состоит из коль¬
цевых и радиальных стерж¬
ней (рис. XX. 10): в
средней части — в виде
одиночной сетки из стерж¬
ней диаметром 8 мм, через
каждые 15—20 см> а у
краев, на ширину V3—V4
радиуса — в виде двой¬
ной сетки.При купольном покрытии толщина плоского днища при отсутствии
грунтовых вод принимается не менее 8 см.Внутренней поверхности днища обычно придается уклон около 1/100
в сторону сборного колодца. Фундаменты под стойки при безбалочной
конструкции устраиваются в уровень с подошвой днища в виде обратных
капителей (см. рис. XX. 8). При отсутствии грунтовых вод фундаменты
могут располагаться и ниже днища, что менее надежно в отношении обра-
зобания трещин, но обходится дешевле.б)	Расчет круглых резервуаровОсобенность расчета круглых железобетонных резервуаров состоит
в том, что здесь при подборе сечений, кроме обычного расчета, произво¬
дится расчет по образованию трещин.Только при малых размерах резервуаров может быть допущен прибли¬
женный расчет в предположении, что не существует закрепления стенок
у дна резервуара. В этом случае сечение растянутой арматуры назначается
по величине статически определимых кольцевых усилий.Как известно, гидростатическое давление воды на глубине у от по¬
верхности на единицу площадиР = Wгде ^ = 1 т/м3 — объемный вес воды.Рис. XX. 9. Круглый резервуар емкостью 6 000 м3
§ 125. Резервуары и водонапорные башни705Эпюра гидростатического давления — треугольная.Выделив двумя горизонтальными сечениями элементарное кольцо
высотой 1 см на глубине у от поверхности воды и разрезав это кольцо диа-Рис. XX. 10. Резервуар с купольным покрытиемметралькым сечением (рис. XX. 11), необходимо для равновесия в каждом
сечении стенки приложить внутреннюю силу Ту. Эту силу можно опреде¬
лить следующим образом.Гидростатическое давление на элементарную площадку ds, соответ¬
ствующую углу da, равно pds = prdoc.Составляющая этой силы, нормальная к
диаметральному разрезу, будет равна
prdasina.Условие равновесия полукольца можно
выразить уравнениемРис. XX. 11. Расчетная
схема резервуараТу = \ pr sin otdoc = pr J sinada = pr. (XX. 4)
о	оТаким образом, кольцевое растягивающее
усилие на глубине уТу = рг = чуг-	(XX. 5)Эти кольцевые растягивающие усилия дол¬
жны быть восприняты арматурой. Для расчета
арматуры обычно разбивают всю высоту стенки
резервуара на отдельные зоны (пояса) высотой, равной* единице (напри¬
мер, 1 м), кроме самой верхней, которая может быть несколько меньше
или несколько больше 1 м. В каждой зоне для упрощения и в запас
прочности сечение арматуры определяется по наибольшему 'давлению,
так что треугольная эпюра гидростатического давления заменяется
ступенчатой.Требуемое сечение арматуры на участке высотой 1 м на глубине у«5т-	(ХХ-6>
706Глава XX. Специальные сооруженияНа 1 пог. м высоты ставится не менее 5 колец арматуры, т. е. расстоя¬
ние между ними не должно быть больше 20 см. Если это расстояние в верх¬
них поясах получается больше 20 см> необходимо изменить выбранный диа¬
метр стержней на меньший. Диаметр стержней кольцевой арматуры при¬
нимается от 6 до 16 мм.Толщина стенки hy находится из основной формулы (X. 4):откудаг ли Ty — 2m1n\f\RpFa л
1ПУ~ 	mr 1,1/?Р ’подставив тх = 1,9, получими 	 Гу — 4,\SnRpFaПу ~ 2,09ЯР *гдер __ ЬИуг .а maRa 91,1 — коэффициент перегрузки.Так как стенка цилиндрического резервуара в действительности за¬
креплена у днища, то, кроме растяжения по окружности, она испытывает
еще изгиб по образующей.При расчете больших резервуаров необходимо рассчитать не только
кольцевую, но также и вертикальную арматуру. Сущность расчета со¬
стоит в следующем.Если из стенки резервуара, на которую действует гидростатическое
давление в виде сплошной неравномерной нагрузки, распределенной по
закону треугольника, выделить вертикальную полоску шириной, равной
единице, то такую полоску можно рассматривать как балку, заделанную
нижним концом у дна и имеющую свободный верхний конец, поддерживае¬
мую по своей длине внутренними упругими силами, пропорциональными
прогибу; другими словами, полоску можно рассматривать как балку,
лежащую на сплошном упругом основании. Найдя для нее уравнение упру¬
гой линии, нетрудно определить и момент из общей формулыM = EJ%L,	(XX. 10)подставив в нее значение второй производной от у. По изгибающему мо¬
менту можно найти и необходимое сечение вертикальной арматуры.Вопросом о распределении усилий в стенках цилиндрических резер¬
вуаров занимались многие исследователи. Наиболее научно обоснованный
и практически приемлемый метод расчета таких резервуаров разработан
П. Л. Пастернаком.Не излагая здесь подробно этого метода1, приведем только некоторые окончатель¬
ные уравнения и формулы для расчета открытых круглых резервуаров с переменной
толщиной стенки.Стенка круглого резервуара рассчитывается по этому методу так же, как и лю¬
бая статически неопределимая система по методу сил, т. е. для определения изгибаю-(XX. 7)
(XX. 8)(XX. 9)1 Б. А. Шебу ев, Железобетонные резервуары, бункеры и силосы, ОНТИ, 1935.
§ 125. Резервуары и водонапорные башни707щих моментов и поперечных сил (для места сопряжения стенки с днищем) составляются
два линейных уравнения упругости:Коэффициенты уравнений (упругие деформации) от действия усилий Gx = 1 и Нх = 1
выражаются формулами:Все формулы выведены для случая жесткой заделки стенки. Упругие деформации
увеличены в EJ раз.В уравнениях приняты следующие обозначения (рис, XX. 12):
г — радиус по средней линии стенки;
h — переменная толщина стенки;
h\ и h2 — ее краевые значения;Т2— кольцевое усилие;Т20 — его статически определимое значение.Н — поперечная сила;Я, и //8 — ее краевые значения;М — изгибающий момент, действующий в плоскости меридионального сечения;G, и G2 —- его краевые значения;g — горизонтальная нагрузка;£i и S2 — ее краевые значения;Sj — характеристика жесткости нижнего края стенки:В случае постоянной толщины стенки, т. е. при hi — h2 и 1Х = оо, имеем-(XX. И)Нагрузочные члены от действия линейно изменяю
щейся нагрузки:&12 = ®21 —— 0.25 р-
	(XX 13) ^ис‘	Расчетная схема* * '	стенки резервуара(XX. 14)9ц = s; 5lfi = 62J =	й22(gi — gi); hg =	; S = 0,76 Yhr(XX., 15)и уравнения приводятся к виду:
708Глава XX. Специальные сооруженияИз сравнения коэффициентов влияния упругих деформаций видно, что коэффици¬
енты для резервуаров с переменной толщиной стенки получаются из коэффициентов для
стенки постоянной толщины путем умножения на некоторые поправочные коэффициенты.При постоянной толщине стенок у нижнего края должны получиться большие, а в
верхнём — меньшие смещения и углы поворота, чем при переменной толщине стенки.Изменяющиеся по высоте стенки значения изгибающих моментов и кольцевых уси¬
лий определяются из следующих уравнений:М = GiiQj + (£?!-(- Si#i) У}2,	(XX. 17)Т2 — Т2о+ 2 [^1^2— (^i + SitfJ 7]1].	(XX. 18)По формуле (XX. 18) величина Т2 для свободного конца не получается равной
нулю, так как эта формула строго верна только при постоянной толщине стенки. Более
точно кольцевые усилия определяются по формулеГ2 = 7*20-1- 4~ [^1^12Ti2 — (^1^12 + ^1^22) “TQlI-	(XX. 19)5lЗдесь T2o = gr— статически определимое кольцевое усилие;% и TJ2 — коэффициенты, определяемые по таблице приложения VIII в зависи-л:мости от величины <р =—, где х—расстояние от низа резервуара.
siЭтот метод расчета остается таким же и для случая упругой заделки стенки в
днище.Преимущества метода П. JI. Пастернака особенно существенны при
расчете стенок круглых резервуаров, имеющих купольное покрытие
или днище, связанное со стенкой при помощи опорного кольца. В этом
случае, производя расчет с учетом совместной работы стенки и куполь¬
ного покрытия (по методу деформаций), можно определить моменты
и кольцевые усилия, возникающие в стенке и куполе вблизи места их
сопряжения и имеющие значительную величину.При расчете стенок без учета совместной работы стенок и купольного
покрытия значения моментов и кольцевого усилия получаются равными
нулю, что, конечно, не соответствует действительности.В то же время усилие в опорном кольце получается по методу П. JI. Па¬
стернака (при учете совместной работы купола и стенки) почти вдвое
меньше, чем по безмоментной теории.При статическом расчете резервуаров, заглубленных в землю, необхо¬
димо рассматривать два случая: а) резервуар наполнен водой, но не обсы¬
пан грунтом, и б) резервуар обсыпан грунтом, но не наполнен водой.Резервуары в мокрых грунтах должны проверяться на всплытие
(в опорожненном и наполненном виде).При расчете покрытия учитывается временная нагрузка 200 кг/м2
(снег, монтажная нагрузка и др.).Железобетонные днища рассчитываются на напор грунтовых вод.
Днища на сухих грунтах рассчитываются как плиты на упругом основании
с учетом упругой заделки в стенки 1.Пример XX. 1. Рассчитать стенку цилиндрического резервуара диаметром 9 и
высотой 5 м по методу П. JI. Пастернака при жесткой заделке нижнего края. Бетон
марки 200, арматура Ст. 3.1 Б.Н. Жемочки н, Расчет круглых плит на упругом основании на симметричную
нагрузку, ВИА, 1938; А. М. Овечкин, Расчет железобетонных круглых резервуаров,
Стройиздат, 1950.
§ 125. Резервуары и водонапорные башни709Предварительные размеры резервуара (в м):толщина стенки вверху h2 = 0,1
я „ внизу Hi = 0,16
средний радиус	г = 4,57Характеристика нижнего края по формуле (XX. 14)Sj = 0,76 V~hj = 0,76 У 0,16-4,Ъ7 = 0,65.По рис. XX. 12ll~l h\ —fh — 5 0,16—0,1 ~ 13,33Единичные деформации по формулам (XX. 12)Si	0,658Ы =	=	0 65 — 0,692;1-1,25-^ 1-1.25-щй-Sj	0,6526I2 = 82j	—г =	0,65 \ =0'225;Ч1—‘'“тзж)_ ода Л» _2 i-i.js-S- 2 "•94чНагрузочные члены (при р2 = 0) по формулам (XX. 13):51 / Л2	\ 0,175 г 0,1 п®1Р~ 4/ Aj “ pi) = 4-5 0 0,16 ’ ’s?	0,175&2р = “4“ Pi ~ 4 ^ — 0,22.Уравнения упругости (XX. 11) для определения Gj и Н1 в месте заделки стенки
в днище имеют вид:0,692Gj + 0,225Нх » 0,027;0,225Gj + 0,142Я! =0,22.Решая эти уравнения находим:Gi — — 0,957 тм;Н} = 3,064 гп.Растягивающее кольцевое усилие по формуле (XX, 19)^2 = 7V, + 4”	— (^1812 + ^1822) гп1 =Sj= + 4-^Г- I “ 0,957-0,225% — ( — 0,957-0,225 + 3,084-0,142) >),] =0,175= r2f) — (22,46tq2 + 22,98т)!).Вычисленные по данным приложения VIII значения Г2 приведены в табл. 51.На рис. XX. 13, а приведена эпюра кольцевых усилий. Наибольшую величину
кольцевое усилие Т2~ 15,98 m/лог. м имеет на глубине 5—1,56 = 3,44 м, что состав-
3.44ляет —?— / = 0,69/.
710Г лава XX. Специальные сооруженияТаблица 51Значения Т2«рX = St ср =
= 0,65<р
в мTi0 = pr
в т22,98т],22,46т;,Тг в m0022,85+ 1,0000022,980—0,131,00,6519,88+0,1988+0.30964,576,958,361.50,9818,37+0,0158+0.22260,365,0013.012,01.316,91—0,0564. +0.1231— 1,302,7615.452.41,5616,72—0,0669+0,0613— 1,541,3815,982.51,6315,4—0,0^58+0.0491— 1,511.1015,813,01,9513,94—0,0493+0,0070— 1,130,1614,813,52,2812,43—0,0283—0,0106—0,65—0,2413,324,02,610,97—0,0120—0.0139—0,27—0,3111,554,52,929,51—0,0024—0,0109—0,05—0,249,85.03,258+0,0020—0,0065+0,04—0,158,115,53.586,49+0,0029—0.00290,06—0,066,496,03,95,03+0,0024—0.00070.05—0,0256,54,233,52+0,0015+0.00030,03+0,0073,487,0,ч 4,552,06+0,0007+0,00060,020.012,03Изменение изгибающего момента по высоте определяется по формуле (XX. 17):М = GjIQj + (Gi + S\Hi) 1Q2 = — 0,957t]j -f- (— 0,957 -J- 3,064*0,65) 7]2 == — 0,957y]j -f- 1,035if]a.Значения M вычислены также с использованием приложения VIII и приведены
в табл. 52.Таблица 52Значения М<р* = ч<р =
= 0,65<рП1Ъ—0,957^),+1.0357],М в тм00+ 1,00000,0000—0,9570-0,9570,50,32+0,5323+0,2908—0,5090,301-0,2081.00,65+0,1988+0,3096—0,1900.320+0,1301,50,98+0,0158+0,2220—0,0150,230+0,2152,01,30—0,0564+0,1231+0,0540,127+0,1812,51,63—0,0658+0,0491+0,0630,051+0.1143,01,95—0,0493+0,0070+0.0470,007+0,0543,52,28—0,0283—0,0106+0,027—0,011+0,0164,02,60—0,0120—0,0139+0,011—0,014—0,0034,52,92—0,0024—0,0109+0.002—0,011—О.ООЭ5,0 ■3,25+0,0020—0,0065—0,002—0,007—0.0095,53,58+0,0029—0.0029—0,003—0,003—0,0066,03,90+0,0024—0,0007—0,002—0,0007—0,0036,54,23+0,0015+0,0003—0,001+0,0003—0,0017,04,55+0,00070,0006—0,000670,00060На рис. XX. 13, б приведена эпюра изгибающих моментов.Толщина стенки определяется по наибольшему отрицательному моменту М =
= — 0,957 тм.При коэффициенте перегрузки 1,1 (СНиП, П-Б. 1, §4) расчетный момент
М = — 1,1-0,957 = 1,053 тм.При бетоне марки 200 и р = 0,0035h0 = 0,375 Y1 053 = 12,9 см и h = 12,9 + 3,1 = 16 см.
§ 125. Резервуары и водонапорные башни711Сечение вертикальной арматурыFa = 0,0035 • 100 • 12,9 = 4,52 см2.Принимаем 9 0 8 (Fa = 4,53 см2).Сечение кольцевой арматуры при расчетном Г2макс = 1,1-15,98 = 17,58 тaJ т-лТ В т/пог.мFa =17 580Принимаем
= 8,63 см2).Ниже уровня наибольших коль¬
цевых усилий ставим такую же арма¬
туру; выше арматура определяется по
поясам обычным способом.= 8,37 см2.110 10 (Fa =Рис. XX. 13. Эпюры усилий в стенкеПроверяем толщину стенки в месте наибольших кольцевых усилий (на глуби¬
не 3,44 м):6-1,56h = 16 —	г— я» 14 см.По формуле (XX. 9) необходимая толщина\,\Ту— 4,18п/?р/7а 175,8—4,18* 10,5*6,4*0*086
А“	2,09Яр	~	2,09*6,4	—11,3 < 14 см.3.	Круглые резервуары с предварительным напряжениемОсновное преимущество предварительно напряженных резервуаров
перед резервуарами из обычного железобетона — это гарантированная
трещиностойкость, т. е. обеспеченность от появления трещин.О сущности конструкции предварительно напряженных железобе¬
тонных резервуаров было сказано выше (глава XI, § 54, п. 1).Наиболее распространенная форма этих резервуаров — круглая
в плане. В резервуарах с безбалочным покрытием предварительному
напряжению подвергается стенка, а в резервуарах с купольным покрытием
также и кольцо. Соотношение между высотой и диаметром резервуара
практически (по опыту США) обычно принимается около 1 : 4.Сравнивая безбалочное и купольное покрытия, можно заметить, что
первые проще в производстве работ, но промежуточные колонны загро¬
мождают внутреннее пространство резервуара и увеличивают поверхность
наносимой изоляции, если таковая требуется, вторые же требуют более
сложной опалубки.Обычно предварительное напряжение стенки резервуара осуществ¬
ляется путем натяжения кольцевой арматуры, которое создает соответ¬
ствующее обжатие бетона; в результате диаметр резервуара должен
уменьшиться, чему препятствуют Связи стенки с днищем и покрытием.
Предварительное напряжение ведет к возникновению в стенке радиаль-
712Глава XX. Специальные сооруженияных моментов и поперечных сил, которые тем больше, чем интенсивнее
натяжение арматуры.Мерами, ведущими к уменьшению радиальных моментов, являются:
натяжение арматуры по крайней мере в два приема, устройство шва
*)§|Рис. XX. 14. Конструкции цилиндрических предварительно напряженных резервуаров
а — с плоским покрытием; 6 и в — с купольным покрытиемв сопряжении стенки с днищем, прокладка скользящего слоя под стен¬
кой; в больших резервуарах целесообразно применять обжатие бетона
и по вертикали.Монолитная связь покрытия со стенкой не дает заметной эко¬
номии и в то же время вызывает появление нежелательных изгибающих
моментов. Поэтому конструкция этих резервуаров часто (в США) выпол¬
няется разрезной, в которой цилиндрическая предварительно напряжен¬
ная стенка отрезана от днища и покрытия (рис. XX. 14).
§ 125. Резервуары и водонапорные башни713Для резервуаров же относительно небольшого объема (до 500—700 ж3)
можно Допустить монолитную конструкцию.С целью повышения трещиностойкости резервуаров под стенку
обычно устраивают самостоятельный кольцевой фундамент, ©трезанный
не только от стенки, но иногда и от днища; последнее в этом случае пред-?
ставляет свободно лежащую плиту на упругом основании.Рис. XX. 15. Способы сопряжения цилиндрической стенки с днищем
и купольным покрытиемСлабым местом разрезной конструкции является шов в месте сопря-
жениястенки с днищем. Конструкция этого шва претерпела значительную
эволюцию: от первоначально применявшегося гибкого заполнения шва
из резиновой прокладки и битумной прослойки между стенкой и. днищем
(рис. XX. 15, а) до заполнения нижней части клиновидного шва цемент¬
ным раствором со стальными опилками и верхней части — пластичной
мастикой (рис. XX. 15, б)\ в дальнейшем заполнение мелкого клиновидного
шва производили только пластичной мастикой и устраивали скользящий
шов под стенкой, закладывая иногда в особом пазу слой из той же массы
(рис. XX. 15, в).Под действием переменного гидростатического давления происходят
радиальные смещения стенки, и ширина кольцевого шва не остается
постоянной; поэтому материал, заполняющий шов, не должен препятство¬
вать этим изменениям и одновременно должна сохраняться непроницае:
мость шва.
714Глава XX. Специальные сооруженияВ резервуарах для хранения воды достаточно хорошим материалом
для заполнения швов является холодная битумная мастика \ которая
способна следовать за изменением ширины шва.Для уменьшения сил трения, возникающих между стенкой и фунда¬
ментом, следует в горизонтальном шве укладывать слой горячей битумной
мастики (из битума марки IV).Для других жидкостей, хранимых в заглубленных железобетонных
резервуарах (например, мазут, соляровое масло и др.), в качестве матери¬
ала для заполнения шва мо¬
жет найти применение масло¬
стойкая резина.Цилиндрическая стенка '
является наиболее ответст¬
венной частью резервуара и
выполняется в три стадии:
сначала делается остов (сер¬
дечник), затем натягивается
на него кольцевая или спи-
V ральная арматура и, нако¬
нец, наносится защитный—	слой — обычно из торкрет¬
бетона. Толщина стенки вы¬
бирается в соответствии с
1_ давлением жидкости. По
li практическим соображениям,
ее не следует делать менее
12 см; некоторый запас необ¬
ходим на случай неравно¬
мерной осадки основания.Рис. XX. 16. Панель сборной цилиндрической	Остов стенки снабжаетсястенки резервуара	конструктивной арматурой в/—отверстия для инъекции раствора	ВИДв ОДИНОЧНОЙ СВарНОЙсетки с ячейками 20 X 20 см
или двойной сетки (при толщине стенки более 12 см) с ячейками 30 X
X 30 см при диаметре стержней — 8—10 мм.Имеются примеры применения для больших наземных резервуаров
для воды (например, объемом 18 000 м3) со значительной высотой (более10	м) остова стенки с предварительным напряжением в вертикальном
направлении для предотвращения образования горизонтальных трещин
вследствие температурно-усадочных напряжений (рис. XX. 15, в).Остов стенки обычно бетонируется по частям равными вертикаль¬
ными секциями; секции бетонируются через одну, только после достаточ¬
ного затвердения уложенного бетона бетонируются промежуточные секции.
Промежуток времени между бетонированием двух смежных секций при¬
нимается не менее 2 суток, в течение которых происходит первоначальная
усадка. Укладка бетона производится с применением вибраторов. Швы
между секциями заделывают с внутренней стороны цементным раствором
с примесью стальных опилок или наносят слой холодной битумной ма¬
стики. Для связи секций служит заделанная в них сетка арматуры.Стенку предварительно напряженного резервуара целесообразно
выполнять сборной, из отдельных железобетонных панелей.1	По рекомендации НИИ по строительству состав (по весу) этой мастики следующий:
битум марки V — 48%, зеленое масло 32% и асбест № 6 —20%; при этом необходима
предварительная огрунтовка поверхностей шва составом из 50% битума и 50% зеленого
масла.Г—1085По 1-1
-1100 (по дуге)--1085 —
По 2-2-1100--И95-
§ 125. Резервуары и водонапорные башни715Панели, армированные двойной сеткой (рис. XX. 16), устанавливаются
на уступ монолитного днища; после их выверки производят сварку выпу¬
сков и заливку вертикальных пазов нагнетанием раствора (на расширяю¬
щемся цементе) снизу вверх через отверстия в плитах.Сопряжение безбалочного покрытия со стенкой выполняется путем
непосредственной укладки плиты на стенку по слою холодной битумной
мастики для обеспечения возможности перемещений верха стенки
(см. рис. XX. 14, а).Сопряжение купола со стенкой может иметь три решения, которые
видны на рис. XX. 15: а) купол опирается своим предварительно напря-Рис. XX. 17. Предварительно напряженное днище резервуараI __ трубки с пучками; 2 — вертикальная арматураженным опорным кольцом на цилиндрическую стенку, будучи отделен
от нее горизонтальным швом; б) купол опирается на специальный прилив
(опорное кольцо) вверху стенки, на который с внешней стороны натяги¬
вается арматура; в) купол своей утолщенной пятой сопрягается с утол¬
щенным верхом стены при помощи гребня, входящего в паз стены, в верх¬
ней части которой располагается напрягаемая арматура кольца; послед¬
нее решение применимо при особо больших резервуарах.Имеются случаи устройства и сборного плоского покрытия из отдель¬
ных ребристых плит (панелей) с укладкой их на наружную стену, круго¬
вую промежуточную балку и капитель центральной колонны.Днище в большинстве случаев представляет собой плиту на сплошном
основании.В больших резервуарах или в резервуарах, возводимых на .неодно¬
родных грунтах, целесообразно днище в виде тонкой мембраны; по опыту
США, возможна конструкция днища толщиной 5 см из нескольких слоев
торкрет-бетона, армированного сварной сеткой.При слабых грунтах имеются случаи (Франция, Англия) устройства
днища с предварительным напряжением как до бетонированияГтак и после
бетонирования.Следует отдать предпочтение первому способу (рис. XX. 17) созда¬
ния предварительного напряжения как обладающему рядом преимуществ,
тем более, что здесь устройство упора (в виде кольца) не встречает особых
затруднений. Упор устраивается в верхней части мощного кольцевого
фундамента под стенкой резервуара и имеет ступенчатый вид в плане.
716Глава XX; Специальные сооруженияВ этом упоре с помощью трубок образованы отверстия для пропуска малых
арматурных пучков (до 6 0 5), расположенных в двух взаимно перпенди¬
кулярных направлениях на расстоянии 40—60 см один от другого. Натя¬
жение пучков производится гидравлическими домкратами.Самое днище резервуара представляет собой плиту (толщиной 10 см),
постепенно утолщающуюся к стенке.Во всех случаях рекомендуется под днище устраивать слой уплотнен¬
ного мелкого гравия (или песка) толщиной 10—15 см, с прокладкой сверху
картона или толя.Натяжение кольцевой арматуры стенки производится после устрой¬
ства покрытия и затвердения бетона в пазах (при сборной стенке).Существуют два способа натяжения кольцевой арматуры — ручной
и машинный.При ручном натяжении для арматуры применяется обычная
сталь (Ст. 3, Ст. 5) — круглая, полосовая и квадратная. Натяжение стерж¬
ней производится при Помощи стяжных муфт (см. рис. XX. 14, б) или
гаек и гаечного ключа (рис. XX. 14, в).Натяжение кольцевой арматуры при помощи гаек удобнее и менее
кропотливо.Для многих резервуаров емкостью от 100 до 6000 м3 предваритель¬
ное напряжение осуществлялось в США при помощи стяжных муфт.
Ввиду значительного количества муфт их изготовляли заводским путем
из той же стали, что и кольцевую арматуру.Гаечный ключ имеет расчетную длину около 1 ж, что дает возможность
одному человеку создавать (силой руки) необходимое натяжение коль¬
цевой арматуры. Предел натяжения контролируется медными или сталь¬
ными шпильками определенного диаметра (например, 1,5 мм). Когда
сила натяжения превосходит расчетную величину, шпилька срезается.
Как показал опыт, «способ среза» дает точность в пределах 10 и даже 5%.Существует также динамометрический ключ другого типа, основан¬
ный на принципе разъединяющихся полумуфт1.При доведении предварительного напряжения до половины расчетной
величины рекомендуется произвести заполнение клиновидного зазора
в днище. Через сутки после окончания этой работы процесс натяжения
кольцевой арматуры продолжается. Таким образом, натяжение кольцевой
арматуры осуществляется в два приема.При ручном натяжении арматуры из обычной стали величина пред¬
варительного напряжения в значительной степени снижается за счет
потерь от усадки и ползучести бетона. Относительная величина этих
потерь сводится к минимуму при применении высокопрочной холодно¬
тянутой проволоки диаметром от 3 до 5 мм с пределом прочности
15 000—20 000 кг!см2.Были попытки применения ручного натяжения кольцевой арматуры
из высокопрочной проволоки (в виде пучков с использованием колодок
конструкции А. П. Коровкина) посредством стяжных муфт. Но этот прием
оказался трудоемким.В ФРГ находит применение и такой способ предварительного напря¬
жения, в основе которого лежит принцип обручей. В этом случае стенкам
резервуара придается наклон внутрь 1 : 12—1 : 15. Предварительное
напряжение осуществляется путем равномерного осаживания колец
книзу по направляющим стержням, пока кольца не получат необходимого
удлинения.1 К. В. Михайлов, Предварительно напряженные железобетонные круглыерезервуары, Машстройиздат, 1949.
§ 125. Резервуары и водонапорные бошни717Наиболее целесообразным оказалось применение машинного
натяжения, которое дает не только значительную экономию металла, но
и сокращение сроков строительства резервуаров. Например, для резервуа¬
ров емкостью 3800 м3 расход проволоки на стенку составлял только
2,72 т( 36,2 пог. /сж), причем навивка была произведена в течение 2 дней.
Для резервуара такой же емкости, но с арматурой из обычной стали (Ст. 5)
потребовалось бы 12,23 т стали (в 4,5 раза больше), а на ручную установку
арматуры ушло бы не менее 7 дней. В данном случае достигается экономия
почти 10 т стали и сокращение срока на 5 дней при более совершенной
конструкции резервуара.Рис. XX. 18. Навивка напряженной проволоки на стенку резервуара
а — опытная навивочная машина; 6 — машина СШАВо всех случаях следует отдавать предпочтение машинному способу
натяжения перед ручным.В СССР разработано несколько типов машин для навивки напряжен¬
ной проволоки. Некоторые из этих машин имеют то ценное преимущество,
что они пригодны не только для больших, но и для малых резервуаров
(диаметром до 5 м).Довольно простой навивочной машиной является машина кон¬
струкции Г. А. Калениченко (рис. XX. 18, а), которая удовлетво¬
рительно обеспечивает заданные напряжения и шаг витка (машина
еще требует усовершенствования).На рис. XX. 18, б показано навивание проволоки (в США) на большой
резервуар (диаметр 48,6 м, высота 14,6 м). По верхнему краю резервуара
ходит тележка, к которой подвешена платформа с натяжным механизмом
и барабаном с проволокой.Расстояния между витками спирали (в свету) могут колебаться в зна¬
чительных пределах, но они должны быть не менее 5 мм. При навивке
проволоку через каждые 12—15 витков следует закреплять при помощи
специальных прижимных планок.По окончании натяжения (навивки) арматуры поверх ее наносится
защитный слой торкрет-бетона. При больших диаметрах стержней арма¬
туры толщина торкрета достигает 4—5 см; при тонкой проволоке и машин¬
ной навивке достаточна толщина защитного слоя 2—2,5 см. Если в нижней
части стенки по расчету требуется второй ряд арматуры, то он устраивается
поверх нанесенного слоя торкрета так же, как и первый ряд.Защитный слой рекомендуется наносить на стенку при наполненном
водой резервуаре, чтобы избежать впоследствии возникновения в нем
трещин.
718Глава XX. Специальные сооруженияТехнические и экономические преимущества предварительно напря¬
женных железобетонных резервуаров доказывают целесообразность широ¬
кого применения этих резервуаров не только для воды и других Жидкостей,
но и Для легких горючих. В последнем случае, учитывая исключительную
способность этих горючих (в 10—15 раз большую, чем у воды) проникать
через бетон и нежелательность непосредственного контакта с бетоном
из-за возможного снижения их качеств, необходимо применение надежной,
стойкой изоляции внутренних поверхностей резервуаров.За рубежом цилиндрические предварительно напряженные резервуары
получили большое распространение, что объясняется в первую очередь ихРйс» XX» 19» Резервуар в форме чечевицы конструкции Фрейссине/—купольные оболочки; 2 — предварительно напряженное опорное кольцо; 3 — защитная бетоннаяплитаэкономичностью по сравнению с ненапряженными (до 25%) и стальными
(до 60%). В США их начали строить сборными из крупных панелей.В СССР в 1956 г. Гипроспецнефтью разработаны проекты заглу¬
бленных цилиндрических предварительно напряженных железобетонных
резервуаров емкостью 1 ООО, 3000 и 5 000 ж3 для хранения светлых нефте¬
продуктов. Стенки и покрытие запроектированы из сборных железобетон¬
ных панелей, Днище — монолитное. Особенностью конструкции является
сопряжение L-образной стенки с днищем и армирование стенки, снабжен¬
ной, кроме кольцевой, еще и вертикальной напряженной арматурой.
Для бензонепроьгйцаемости внутренние поверхности днища й стенок обли¬
цовываются (до выработки неметаллической изоляции) листовой сталью:
днище — толщиною 4 мм и стеновые панели — 2,5 мм; облицовка послед¬
них осуществляется на заводе в процессе изготовления панелей.Заслуживают внимания оригинальные конструкции предварительно
напряженных железобетонных резервуаров для хранения горючего,
нашедшие применение в последние годы во ФранцииРезервуар емкостью 2 500 м8 конструкции Фрейссине имеет форму
чечевицы (линзы); покрытие и днище образованы двумя железобетонными
куполами диаметром около 26 м и толщиной от 12 до 20 см (рис. XX. 19).
Предварительно напряженное опорное кольцо воспринимает распор этих
куполов, а значительный вес земли создает постоянные сжимающие
усилия в бетоне куполов.Другой резервуар емкостью 2 700 м3 конструкции Шало, имеющий
в плане кольцевидную форму (рис. XX. 20), состоит из внешней цилинд¬
рической стенки, центрального пилона, верхнего^ купольного покрытия,
опирающегося на внешнюю стенку и центральный пилон, и днища в форме
такого же купола, но перевернутого* Такая форма была выбрана с целью1 La Technique Moderne Construction, № 1, 3 и 4, 1956.
§ 125. Резервуары и водонапорные башни719уменьшения пролета с учетом большой толщины обсыпки полностью
заглубленного резервуара.Основные размеры резервуара: средний радиус внешней стенки
10,85 му высота стенки и центрального пилона 5,6 м, внешний радиус
пилона 1,5 Му толщина стенки 30 см и куполов 15 см.Рис. XX. 20. Р'езервуар конструкции Шало (Chalos)а — разрез; б — общий вид в процессе возведенияВнешняя стенка сооружена с предварительным напряжением как
в вертикальном, так и в горизонтальном направлении.Купола армированы обычной арматурой с усилением в местах сопря¬
жения купола со стенкой и пилоном.Оба резервуара, особенно первый (конструкция Фрейссине), весьма
выгодны по расходу материалов, но сложны по своим формам и вы¬
полнению.В качестве выдающегося примера можно отметйть возведение двух
крупных открытых сборных резервуаров для воды в Южной Африке
(г. Сасольбург) диаметром 85 м при высоте 5,2 м, у которых стены выпол¬
нены из бетонных плит (5,32 X 1,52 X 0,25 м)> опоясанных напряжен¬
ными пучками — в средней трети в два слоя, а вверху и внизу в один
слой. Днище состоит из бетонных панелей, забетонированных на месте.Расчет резерв у*а ров разрезной конструкции
разбивается на расчет отдельных составных элементов: покрытие — без-
балочное (лучше безкапительное) или купольное — рассчитывается по
рассмотренным выше способам; днище либо вовсе не рассчитывается,
720Глава XX. Специальные сооружениялибо рассчитывается, как круглая пластинка на упругом основании^;
цилиндрическая стенка рассчитывается на осевое растяжение с учетом
предварительного напряжения и обычно сил трения между стенкой
и днищем.	•Остановимся на расчете цилиндрической стенки.Расчетное кольцевое растягивающее усилие в небольших резервуарах
(ёмкостью примерно до 500 м3) можно определять без учета трения по
формуле (XX. 5).В больших резервуарах необходимо, учитывать силы трения, возни¬
кающие между основанием стенки и . днищем.Расчетное кольцевое усилие определяется по формуле2Тг = Тго — Qrp1)!-	(XX. 20)где	Т20 — статически определимая величина кольцевого усилия,определяемая по формуле (XX. 5);/.—..средний радиус резервуара;
sx = 0,76 Yh^r — характеристика жесткости стенки;
ть = е~v cos ср — коэффициент, определяемый по таблице приложения
VIII;Xх — расстояние от рассматриваемой точкой до низа
резервуара;QTp = fPc — сила трения между стенкой и днищем;Рс — давление от собственного веса покрытия и стенки
на 1 пог. м ее основания;/ — коэффициент трения стенки по днищу, принимаемый
равным 0,5 при наличии слоя из битума, рубе¬
роида и пр.Сечение основной предварительно напряженной арматуры на участке
высотой 100 см определится по формуле1,1	Г,н mRHyили более точно — при монолитной стенке1,1	П Ff}ZZ га*\а.уF-	—•	(хх.21)где Fa — площадь сечения ненапрягаемой арматуры в стенке.Далее производится расчет на трещиностойкость по формулам для
центрально растянутых элементов при натяжении арматуры на бетон.4.	Прямоугольные резервуарыа)	Конструирование резервуаровСтенки прямоугольных резервуаров работают на изгиб в горизонталь¬
ном и вертикальном направлениях и обычно имеют большую толщину,
чем стенки круглых резервуаров тех же размеров. Слабым местом их
являются углы, на плотность которых необходимо обращать особое вни¬
мание. Но при прямоугольных резервуарах можно лучше использовать1	А. М. О в е ч к и н, Расчет железобетонных круглых резервуаров, Стройиздат, 1950.2	К. В. Михайлов, Предварительно напряженные железобетонные круглыерезервуары, Машстройиздат, 1949.
§ 125. Резервуары и водонапорные башни721имеющуюся площадь, когда требуется расположить несколько резервуа:
ров рядом.Размеры таких резервуаров в плане ничем не ограничены; высота
же их редко бывает больше 6 м.В малых резервуарах стенки имеют вид простых плит, которые могут
иметь постоянную толщину по всей высоте.Большие резервуары могут быть разделены на камеры с одной илинесколькими промежуточ¬
ными стенками.Рис. XX. 21. Армирование углов прямоуголь*
ных резервуарова и б — сопряжение стенки с покрытием и днищем;
в — взаимное сопряжение стенокса*-э Iразмеры в пРис. XX. 22. Прямоуголь¬
ный резервуар с ребри¬
стым покрытиемПри большой длине стенок резервуара делают ребра жесткости; при
большой высоте резервуара стены с ребрами принимают профиль угло¬
вых подпорных стен, ребра которых располагаются обычно снаружи.Углы резервуаров обычно усиливают вутами с добавочной армату¬
рой для обеспечения жесткой связи стенок с днищем и покрытием, а также
и между самими стенками (рис. XX. 21).Покрытие прямоугольного резервуара может быть ребристым с пли¬
тами, опертыми по контуру (рис. XX. 22), или безбалочным (рис. XX. 23);
последние нашли почти исключительное распространение.Днище при хорошем грунте может быть бетонное толщиной 30—50 см,
причем в этом случае необходима хорошая связь его с железобетонными
стенками, достигаемая закладкой стержней-коротышей. Чаще же^днище
делается железобетонным, нередко с утолщением под стенами и стойками;
под всем днищем следует устраивать подготовку из тющего бетона..На рис. XX. 23 приведен расположенный на косогоре резервуар,
в котором стены высотой 5,48 м представляют собой плоские плиты без
ребер. Толщина наружных стен (вследствие разного давления земли)
сделана различной — 30 и 40 см\ средняя поперечная стена, разделяющая
резервуар на две камеры, имеет толщину 30 см.Покрытие представляет собой безбалочную плиту толщиной 20 см
при средних пролетах 3,9 м и крайних 3,75 м, одинаковых в обоих направ¬
лениях. Для образования прохода над серединой резервуара покрытие,
возвышаясь,' образует двускатную крышу.
722Глава XX. Специальные сооруженияПри каменистом грунте днищем резервуара служит тонкая железо¬
бетонная плита (8 см) с перекрестной рабочей арматурой, которая у всех
стен и стоек надежно заделана; под плитой, как и под фундаментами стен
и стоек, имеется бетонная подготовка толщиной от 15 До 30 см.В особенно больших резервуарах необходимо устройство Темпера¬
турно-усадочных швов, которые желательны также и для членения соору-а)(~W7&—~ «гг29Z0-4040--4S4CФ 54ф Г4-ж'Ц
_ —№-\Сч [т ^
£"V"шт! к кVсу, А
I О*1!Рабышобиiir11*43 фЦРис. XX. 23. Прямоугольйый резервуар с безбалочным покрытием и плоскими стенками
а — план и разрезы; б — армирование; в — схема расположения швовжения йа участки при производстве работ. Сопряжения частей выпол¬
няются в виде шпунта или внахлестку; шов заполняется просмоленным
толем. В некоторых случаях применяются металлические компенсаторы.В резервуарах, основанных на неоднородных грунтах, кроме деформа¬
ций от изменения температуры и усадки, возможны неодинаковые осадки;
этому вопросу должно уделяться серьезное внимание. Например, резер¬
вуар, приведенный на рис. XX. 23, для устранения опасных напряжений
от усадки бетона в первой время твердения и возможной неравномерной
осадки был разделен на шесть отдельных частей рабочими швами шириной
1 -и; после 28 дней твердения бетона (после раскружаливания) швы были
заделаны бетоном; таким образом, Сооружение могло работать как одно
целое в более благоприятных условиях.
§ 125. Резервуары и водонапорные башни723б) Расчет прямоугольных и многоугольных резервуаровСпособ расчета стенок резервуаров, имеющих в плане очертание
прямоугольника, зависит от принятой конструкций и соотношения раз¬
меров резервуаров.Открытые прямоугольные резервуары со стенками без ре¬
бер при отношении высоты к большему размеру в плане, превышающем 2,
для расчета разбиваются По высоте на отдельные пояса-рамы, причем
для упрощения, как и при расчете круглых резервуаров, предполагается,
что стенка на высоте, каждого пояса подвержена
равномерному (наибольшему) давлению жидкости.Каждый пояс представляет собой замкйутую го¬
ризонтальную раму с пролетами а и Ь, нагружен¬
ную внутренним давлением р, которое вызывает
в элементах рамы продольные силы и изгибаю¬
щие моменты (рис. XX. 24).Продольные силы определяются из условия
равновесия внутренних и . внешних сил:Na = £ri>	<ХХ-22)Моменты (угловые) можно определить по тео¬
реме трех моментов, рассматривая замкнутый кон¬
тур как неразрезную балку.Для резервуаров, квадратных в плане
(а = Ь):Ме » -4-*»•; м* = W (ХХ- 23)Эти формулы применимы также и Для резер¬
вуара, имеющего в плане форму правильного
многоугольника, так как вследствие симметрии
не^происходит поворота углов и, следовательно,
все элементы будут жестко закреплены.Таким образом, для многоугольного резервуара'"МЕ~--^ра\ ма~±ра*', N^^pd,	(XX.23а)где d — диаметр вписанного круга;а — сторона многоугольника.Подбор сечений стенок резервуаров производится по формулам
для внецентренно растянутых элементов.Изложенный ход расчета справедлив только для верхней зоны срав¬
нительно высоких стенок; нижняя зона работает, кроме того, и в'верти¬
кальном направлении как консольная балка, особенно nq середине пролета.
Это необходимо учитывать при конструировании.При отношении высоты к большему размеру в плане меньше 2 для
расчета открытых резервуаров следует предварительно распределить
нагрузку по двум направлениям из условия равенства прогибов в пере¬
сечении двух полос, вырезанных во взаимно-перпендикулярных направле¬
ниях. В этом случае после расчета стенок в горизонтальном направлении,
как замкнутых рам, производится их расчет в вертикальном направлении
(для определений сечения вертикальной арматуры)» как консольных плит»
защемленных внизу.Рис. XX. 24. Расчетная
схема открытого прямо¬
угольного резервуара
724Глава XX. Специальные сооруженияРасчет прямоугольного резервуара, разделенного на два отделения
внутренней перегородкой, производится, как горизонтальной двухпролет¬
ной замкнутой рамы.При вытянутом прямоугольнике, а также и при значительной глубине
иногда представляется выгодным применить промежуточные затяжки
(одну или две), располагаемые параллельно или взаимно-перекрещиваю-
щиеся под прямым углом. Растягивающие усилия в затяжках и моменты
в- стенках находятся из расчета соответствующих рам или .по готовым
формулам х.В стенках прямоугольных резервуаров с отношением сторон от 0,5
до 2, находящихся под действием гидростатической (треугольной) нагрузки,
изгибающие моменты могут быть определены.по таблицам А. Ф. Смотрова2.В случае открытого резервуара стенки рассматриваются как
пластинки, защемленные по трем сторонам и свободно опертые четвертой
стороной на бортовую балку; в, случае, когда бортовой балки нет, они
рассматриваются как пластинки, защемленные цо трем сторонам и с
одной свободной стороной.; Расчет по таблицам производится в следующем порядке. По соот¬
ношению сторон рассматриваемой стенки резервуара выбирают соответ¬
ствующую таблицу (с соотношением 1 : 1 или 1 : 1,5) и, пользуясь ею,
определяют наибольшие значения пролетных моментов Мхткс и Мумакс
и опорных Ма и Мь.По таблицам А. Ф. Смотрова могут бйть определены:также и продоль¬
ные растягивающие силы, как реакции опор. V	>После определения расчетных усилий подбор сечения стенок произ¬
водят, как для внецентренно растянутых элементов.Также поступают при расчете з а к р ы т о г о1 резервуара, стенки
которого под действием гидростатической нагрузки работают как цла-
стинки, защемленные по периметру; для расчета стенок выбирают соот¬
ветствующие таблицы и по ним определяют усилия.В стенках заглубленных в землю резервуаров арматура
должна быть двойной, симметричной или несимметричной, причем арма¬
тура в пролете, располагаемая вблизи внешней поверхности стенки,
определяется по давлению воды, а арматура, располагаемая вблизи
внутренней поверхности, — по давлению земли.В прямоугольных резервуарах сребристыми стенками,
когда длина стенок резервуара значительна по сравнению с высотой,
преобладающее влияние приобретают моменты от защемления стенок
в днище. При этих условиях в случае открытого резервуара стенка рас¬
сматривается как подпорная угловая и ребра рассчитываются как кон¬
соли, заделанные внизу.При вертикальных ребрах расчет стенок производят, также разделяя
резервуар по высоте на несколько поясов и рассматривая каждый из
них отдельно. Стенки рассматриваются как неразрезные плиты-, опорами
которых служат ребра.Найдя изгибающие моменты, определяют толщину стенок и сечение
арматуры (по поясам).Для облегчения производства работ следует вертикальную стенку
принимать постоянной толщины. При этом условии, сохраняя один и тот1	Б. А. Ш е б у е в, Железобетонные резервуары, бункеры и силосы, ОНТИ, 1935;
Промстройпроект, Справочник проектировщика, т. II, Госстройиздат, 1934, стр. 542.2	А. Смотров, Решение плит, нагруженных сплошной нагрузкой по закону
трапеции, .ОНТИ,. 1936; ЦНИПС, Инструкция по расчету железобетонных балок, плит
и балочных перекрытий, ОНТИ, 1938; В. И. Литвиненко, Железобетонные бункеры
и силосы, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.
§ 125.. Резервуары и водонапорные башни725же диаметр стержней, постепенно увеличивают расстояние между ними,
устанавливая, однако, не меньше 5 стержней на 1 пог. м;' вертикальные
стержни несколько меньшего диаметра располагаются на расстояниях
15—20 см друг от друга.При расчете закрытого резервуара ребра рассматриваются как балки*
закрепленные обоими концами и нагруженные давлением жидкости с внут¬
ренней стороны или давлением земли снаружи.Отметим, что при расчете стенок резервуаров и днищ во избежание
появления трещин не допускается учитывать перераспределение усилий;
вследствие пластических деформаций.5.	Водонапорные башниа)	Типы башен и их конструкцииБашни, на которых располагаются железобетонные резервуары,
могут представлять собой: а) железобетонный цилиндр (стакан), возводи¬
мый в скользящей опалубке (рис. XX. 25, а), б) каркасную конструкцию^	(рис. XX. 25, б) из некото-Я/	)рого числа (4—12) железобе¬
тонных стоек (вертикальных
или наклонных), располо¬
женных в плане в верши¬
нах правильного многоу¬
гольника и связанных между
собой поперечными распор¬
ками-ригелями, и в) сбор-Рис. XX,.25. Железобетонные башниную конструкцию в виде сетчатой оболочки, которая имеет форму
усеченного конуса (рис. XX. 25, в) и основным элементом которой в
данном случае является треугольник.При каркасной конструкции промежутки между стойками и ригелями
оставляют открытыми или заполняют кладкой из кирпича, пустотелых'
726Глава XXj Специальные сооружениякамней и пр., причем железобетонные стойки могут оставаться видимыми
(выступающими или заподлицо с заполнением) или быть облицованы.Стойки опираются на отдельные фундаменты, на кольцевой фундамент
или на сплошную плиту, в зависимости от качеств грунта, высоты башни
и объема резервуара.Железобетонные резервуары (баки) на башнях при объеме больше
200 м3 всегда устраивают круглыми и только при меньшем объеме делают
квадратными в плане. Днище этих резервуаров может быть плоским
(рис. XX. 25, б), усиленным ребрами, сферическим (рис. XX. 25, а) или
более сложной формы, образованной наружным обратным конусом и внут¬
ренним куполом (рис. XX. 26).Сферическая оболочка является самой экономичной формой, требую¬
щей наименьшей затраты металла и бетона как для устройства, днищ,
так и покрытий над баками. В резервуарах с днищем по рис. XX. 26
при известном соотношении геометрических размеров можно достигнуть
полного уничтожения или значительного уменьшения растягивающие
усилий Ъ опорном кольце, что приводит к уменьшению его разменов.Резервуары делают с собственным днищем, устанавливая их на
прокладку из толя, или же используют в качестве днища перекрытие
башни. Первое решение является более рациональным для сохранения
водонепроницаемости резервуаров, особенно при недостаточно надежном
грунте, но оно приводит к более высокой стоимости.Для предохранения воды от неблагоприятного влияния температур¬
ных колебаний резервуар окружают наружным кожухом на расстоянии
от железобетонных стенок 10—20 см (рис. XX. 25, а) с заполнением
промежутка малотеплопроводным материалом. Лучшая изоляция дости¬
гается устройством шатра с проходом шириной 0,7—1 м вокруг резервуара
(рис. XX. 25, б); стенки шатра могут быть кирпичными, из пустотелых
камней или с железобетонным каркасом и заполнением между его стой¬
ками. Наличие шатра дает возможность кругового прохода для осмотра
резервуара.Покрытие шатра может быть устроено в виде железобетонной крыши —
плоской, . шатровой, конической или купольной, причем для кровли
нередко применяют черепицу, которая при удачном выборе оттенка
может дать хорошее архитектурное оформление.Иногда башня квадратной формы в плане входит в состав конструкций
промышленного здания; нижние этажи такой башни используются в каче¬
стве производственных площадей, а в самом верхнем помещении устанав¬
ливается резервуар, а иногда и два — один над другим.На рис. XX. 26 показано армирование нижнего резервуара; верхний
резервуар расположен на стойках, основанных на подошвенном кольце
нижнего резервуара.Водонапорные башни с корпусом в виде сплошной цилиндрической
стенки (рис. XX. 25, а), выполняемой в скользящей опалубке, ^начали
применять в промышленном строительстве с 1927 г. (Ростов-на-Дону).
Они получили значительное распространение, постепенно вытесняя дру¬
гие конструкции башен, так как имеют более низкую стоимость и требуют
немного времени для выполнения. Так, например, башня в г. Клину
высотой 52 м была возведена за 21 день со средней скоростью 2,3 м (мак¬
симум 3,2 м) в сутки.Толщина стенок ствола башен обычной высоты составляет 15—18 см
и делается постоянной по всей высоте. Толщина стенки по расчету может
получиться и меньше, но при этом потребовалась бы особая осторожность
при перемещении опалубки вверх ввиду возможности отрыва не затвердев¬
шего еще бетона.
§ 125. Резервуары и водонапорные башни727Арматура в стенках ставится по конструктивным соображениям в виде
домкратных стержней диаметром 25 мм примерно через каждые 1,4 м;
в промежутках между ними располагаются стержни диаметром 12 ммчерез каждые 20 см\ горизонтальные стержни диаметром 8 мм ставят
через каждые 25 см.Как показывают подсчеты, стоимость скользящей опалубки составляет
в среднем около*Ч0% стоимости башни, в то время как стоимость стационар-,
ной опалубки и лесов достигает 30%. Поэтому, несмотря на больший
728Глава XX. Специальные сооружениярасход бетона в башнях, выполняемых в скользящей опалубке (на 10—
25%); по сравнению с башнями каркасного типа первые оказываются
экономичнее.б)	О расчете водонапорных башен1 Башни со сплошными цилиндрическими стенками (стаканы) рассчи¬
тываются на нагрузки от ветра и собственного веса. Расчет производится
на внецентренное сжатие по формулам для кольцевых сечений (§ 33),
причем достаточно рассчитать опасное сечение на уровне верха фунда¬
мента.Железобетонные башни каркасной конструкции можно рассчитывать
как пространственные рамы или расчленять на ряд плоских рам; жесткое
опорное кольцо, связанное шарнирно с вершинами стоек, можно также
рассматривать отдельно. В последнем случае кольцевая опорная балка,
являясь многопролетной неразрезной балкой, будет подвергаться, кроме
изгиба,-еще и действию крутящих моментов.При плоском дне резервуара кольцевая опорная балка обычно заме¬
няется многоугольной.Кроме вертикальной нагрузки на стойки, необходимо еще учесть
нагрузку от действия ветра, имеющую наибольшее значение для стойки,
наиболее удаленной от наветренной стороны.§ 126. ТРУБОПРОВОДЫПервые случаи применения железобетонных трубопроводов 'относятся
к 1887 г. В настоящее время такие трубопроводы нашли широкое\распро¬
странение благодаря их способности хорошо сопротивляться как внешней
нагрузке, так и внутреннему давлению, а также возможности изготовле¬
ния их индустриальными методами. В то же время по сравнению с б.етон-
ными трубами они намного легче (на 30—60%), а потому перевозка и упад¬
ка их дешевле и удобнее. Сборные Железобетонные трубы хорошо выдер¬
живают неравномерную осадку, обладая большей трещиностойкостью.
Не представляет затруднений и устройство переходов от большего сечения
трубы к меньшему. Особенно необходимым является армирование боль¬
ших труб, укладываемых в насыпном грунте, а также при большом боковом
давлении (в плывуне) или значительных подвижных нагрузках.Железобетонные трубы находят применение для целей канализации,
водоснабжения, в гидротехнических установках, для пропуска воды под
полотном шоссейных и железных дорог и пр.1.	Безнапорные железобетонные трубыЖелезобетонные трубы бывают круглого, овоидального, прямоуголь¬
ного й других сечений. Наибольшее распространение получилни железо¬
бетонные трубы круглого сечения, так как в них под действием равномер¬
ного внутреннего или внешнего давления не возникают изгибающие
моменты.В трубах малых диаметров арматура, работающая на растяжение,
обыкновенно располагается в середине стенок по их толщине
(рис. XX. 27, а).Рабочими стержнями здесь являются кольцевые, а распределитель¬
ными — продольные стержни; в пересечениях стержни свариваются или
перевязываются. Продольные стержни принимаются обыкновенно не¬
сколько меньшего диаметра, чем стержни кольцевой арматуры. Обычно
кольца заменяют непрерывной спиралью. Арматуру применяют преиму¬
щественно круглого сечения, но находили применение и другие сечения.
§ 126. Трубопроводы729Опыты показали, что в круглых бетонных трубах при действии на¬
грузки сверху (например, давление насыпи) швы раскрываются согласно
рис. XX. 27, б, вследствие чего правильнее одиночную арматуру уклады¬
вать вверху и внизу сечения трубы у внутренней поверхности, а с боков —
у внешней поверхности (рис. XX. 27, в), что практически затруднительно.
Поэтому наиболее рациональной является двойная арматура (рис. XX. 28),
изготовляемая на -звено длиной 1 м в виде
сварного каркаса, состоящего из двух
спиралей (наружной и внутренней), и
продольных стержней, соединенных между
собой приваренными коротышамиг. Витки
наружной и внутренней спирали идут в
противоположных направлениях, благо¬
даря чему крупные заполнители не задер¬
живаются арматурой при бетонировании.Концы продольных стержней привари¬
ваются к крайним виткам спирали, а
приваркой коротышей (планок) достигает¬
ся соединение всей арматуры в один кар¬
кас. Коротыши в количестве 12 шт. рас¬
полагаются с четырех сторон каркаса по
3 шт. — 2 у концов и 1 в середине; они
привариваются к продольным стержням
одной спирали и к виткам другой.При диаметрах труб от 50 до 150 см
диаметр стержня спиралей принимаетсяР кг/м2Рис. XX. 27. Армирование трубопроводовРис. XX. 28. Армирование трубы
двойной спиральной арматурой/ — продольные стержни; 2 — внутрен¬
няя спираль; 3 — наружная спираль;
4 — планки8—10 мм, а для продольных стержней и коротышей — 6 мм; бетон
марки не ниже 200. Железобетонные трубы изготовляются или в виде
коротких звеньев длиной до 2 ж при диаметре .до 1,5 м или в виде
большеразмерных труб длиной до 4—6 м\ при больших размерах трубы
изготовляются на месте (в траншеях).Безнапорные короткие трубы обычно бетонируются в виброформах,
нередко кустарного изготовления; длинномерные — производятся * или
центрифугированием, иногда в неразъемных формах с парафиновой смаз¬
кой, или вибрированием. Последним способом длинные трубы изготов¬
ляются как в горизонтальном положении (на заводе «Баррикада» в Ленин¬
граде), так и в вертикальном положении (г. Рустави).При значительной длине труб достигается уменьшение числа стыков
по сравнению с обычными бетонными и керамическими трубами.1	Д. И. Патлах, В. И. Литвиненко, Армирование безнапорных труб, «Бюл¬
летень строительной техники», № 11, 1952.
730Глава XX. Специальные сооруженияЗапроектированы трубы диаметром от 1,5 до 3,5 м при длине 5 м, с
напрягаемой спиральной и продольной арматурой; они оказались наиболее
экономичными.Для соединения труб при их укладке применяют железобетонные
муфты шириной 20—25 см при толщине от 8,5 до 12 см, с заполнением
зазора между трубой и муфтой асфальтом или цементным раствором.Изготовление труб (непрерывного типа) на месте, в траншеях, произ¬
водится с помощью бетонирующих машин, с устройством внутренней
и наружной опалубки, причем здесь особенно целесообразной является
переставная опалубка (в. частности, металлическая). Иногда трубы боль¬
шого сечения выполняются на сплошной подушке из тощего бетона, кото¬
рая доводится до высоты горизонтального диаметра трубы (рис. XX. 29).Такая подушка образует одновре¬
менно и наружную форму для
нижней половины трубы.Рис. XX. 29. Трубопровод на бетонной
подушкеРис. XX. 30. Труба овоидального
сеченияВо избежание образования трещин вследствие усадки и влияния
температуры длинные монолитные трубопроводы бетонируют участками
длиной 50—80 м с зазорами между ними, которые заполняют только через
некоторое время.В канализации часто находят применение трубы овоидального попе¬
речного сечения (рис. XX. 30) ввиду его выгодных гидравлических свойств.
Отношение высоты к пролету в свету обычно равно 3 : 2. Рабочая арматура
(кольцевая) состоит из стержней диаметром 8 мм, а распределительная —
диаметром 6 мм.2.	Напорные трубы с предварительным напряжениемЗамена напорных металлических труб железобетонными (учитывая
большую потребность в трубах) дает стране возможность экономить
значительное количество металла, исчисляемое за год сотнями тысяч тонн.Железобетонйые предварительно напряженные трубы, как- установ¬
лено практикой, проще в изготовлении и дешевле металлических; кроме
того, они долговечнее и лучше в эксплуатации. При этом расход металла
составляет всего около V10 от веса соответствующих стальных труб.
Установлено* что. 1 м3 предварительно напряженных труб заменяет почти
1 т металла. Из всего этого следует, что широкое внедрение железобе¬
тонных предварительно напряженных труб для водопроводных сетей
с рабочим давлением 6—10 ат имеет большое народнохозяйственное зна^
чение.	-Сущность конструкции предварительно напряженных железобетон¬
ных труб была отмечена выше.
§ 126. Труббпроводы731Для осуществления предварительного напряжения в настоящее
время применяется исключительно механический способ, Который является
наиболее простым и надежным. Он состоит в навивке высокопрочной
проволоки в холодном состоянии на слабо армированный сердечник при
помощи специального навивочного станка, натягивающего проволоку
с заданным напряжением.Бетон для изготовления напорных труб применяется марки не ниже
300. Сердечник и муфты армируются конструктивной спиральной и про¬
дольной арматурой из круглой стали диаметром 6—10 мм> марки Ст. 0
или Ст. 3; каркас следует изготовлять сварным.Для напрягаемой спирали должна применяться стальная углероди¬
стая проволока диаметром 2*5—5 мМ (ГОСТ 7348-55), в зависимости от
диаметра трубы.Железобетонный сердечник может быть изготовлен двумя способами.
Наиболее распространенным является центробежный способ, который осо¬
бенно выгоден в крупных центрах с развитым коммунальным хозяйством.При выполнении трубопроводов в отдаленных местностях, где
расход труб меньше, строительство крупных заводов со сложным обору¬
дованием экономически не оправдывает себя. В таких случаях у нас нашел
применение способ изготовления труб в вертикальных формах (высотой
до 4 м) при помощи высокочастотных вибраторов1-Изготовленные тем или другим способом железобетонные сердечники
после достижения бетоном не менее 70% расчетной прочности направля¬
ются для навивки проволоки на специальном станке.Особенностью применяемых у нас станков является то, что в нем
совмещены навивка и натяжение проволоки, причем последнее происходит
без изгиба трубы, что позволяет изготовлять их значительной длины —
до 4 м и более. Производительность одного станка составляет в среднем
около 12 пог. м сердечников в час.После навивки проволоки на сердечник в процессе его вращения
наносится торкретированием защитный слой. Перед торкретированием
поверхность трубы очищают при помощи пескоструйного аппарата и про¬
мывают водой. Установлено, что для защитного слоя лучше всего приме¬
нять расширяющийся цемент*В настоящее время у нас созданы большой мощности заводы для изго¬
товления предварительно напряженных труб. Намечены к изготовлению
напорные трубы с внутренним диаметром от 33 до 103 см и толщиной
стенок от 3,5 до 8 см при длине звена 5 м и диаметром 119 и 154 см, тол¬
щиной стенок 10‘и 12 см при длине 3 м.Отдельные звенья трубопровода соединяют между собой при помощи
непроницаемых стыков — гибких или жестких2.Гибкие стыки допускают взаимное смещение труб в продольном
направлении в пределах 3—5 мм и поворот конца каждой трубы на 1,5°
без потери водонепроницаемости. Они выполняются с применением чугун¬
ных муфт и резиновых колец (рис. XX. 31, а) на стальных болтах аанти*
коррозионным покрытием. Вместо чугунных муфт могут применяться
стальные (литые* или штампованные).	•Жесткие стыки (рис. XX. 31, б) устраиваются с.применением
железобетонных муфт и с уплотнением соединения пеньковой прядью
с. последующей заделкой асбестоцементом, цементным растбором или
другим проверенным опытом материалом.1	В. И. О в с я н к и н, Железобетонные напорные трубы, Стройиздат, 1951.2	Временные технические условия на трубы железобетонные предварительно напря¬
женные напорные'и соединительные муфты к ним (ТУ 67-51), издание Водгео, 1951.
732	Глава XX. Специальные сооруженияРис. XX /31. Непроницаемые стыки
труба —гибкий стык; б — жесткий стык;
/ — железобетонная труба; 2 —втулка
муфты; 3 — резиновое кольцо; 4— флан¬
цы муфты; 5 — болты; 6 — железобетон¬
ная муфта;-7 — заделка прядью; 8—за¬
делка асбестоцементомЖесткие стыки допускаются для соединения напорных труб с рабочим
давлением не более 6 ат и при условии укладки труб на бетонное основа¬
ние или на естественное основание при скальных, крупнообломочных^
гравелистых грунтах. Описанные стыки требуют дальнейшего совершен!ствования.Отметим еще, что у нас ведутся ра¬
боты по изготовлению самонапряженных
труб на основе напрягающего цемента.3.	Расчет трубопроводовПри статическом расчете трубопро¬
водов (больших диаметров) возможны
вообще следующие нагрузки: а) собст¬
венный вес трубы; б) вес воды в трубе
до шелыги; в) внутреннее давление воды
(например, в дюкерах); г) внешнее давле¬
ние воды; д) вертикальное давление
грунта и временной нагрузки на его по¬
верхности и е) горизонтальное давление
грунта.При слабом грунте (плывун и т. п.),
кроме вертикальной нагрузки, необхо¬
димо еще считаться с боковым давлением,
особенно неблагоприятно действующим на трубу овальной формы. Вели¬
чина горизонтального давления определяется по теории давления грунта
и полученные моменты складываются с моментами от вертикальной
нагрузки; В этих случаях рекомендуется, кроме соответствующего
усиления стенок, заделывать трубу до высоты пят в бетонную подго¬
товку!Здесь кратко рассмотрим только порядок расчета для более сложного
случая — предварительно напряженного трубопровода.Расчет его на прочность состоит в рпределении внешних нагрузок,
внутренних усилий в стенках трубы, толщины стенок трубы, сечения
напряженной спирали, а также в установлении шага спирали и величины
предварительного напряжения для навивки.Расчетными нагрузками для напорных трубопроводов, уложенных
в земле, являются: собственный вес трубы, вес воды, заполняющей тру¬
бопровод, внутреннее гидравлическое давление и гидравлические удары,
давление земляной засыпки и грузов (постоянных и временных), распо¬
ложенных на ее поверхности.Давление земли и грузов, а также влияние собственного веса трубы
и веса воды принимается эквивалентным действию линейных сосредоточен¬
ных нагрузок, приложенных вдоль верхней и нижней образующей трубо¬
провода.Давление земли определяется согласно «Указаниям по статическому
расчету бетонных и железобетонных безнапорных круглых труб», раз¬
работанным Водоканалпроектом МСПТИ в 1948 г.Усилия от внутреннего (рабочего) давления с учетом гидравлического
удара, эквивалентного заданному давлению, определяются по формулеNT = рг0 кг/пог. см,(XX. 24)где р — внутреннее давление или приведенное гидравлическое давление
§ 126./ Трубопроводы733в кг/см2, принимаемое равным при рабочем напоре до 5 am удвоен¬
ному рабочему напору, а при рабочем напоре в трубах 5 am
и более — рабочему напору плюс 5 ат\
г0 — радиус срединной поверхности трубы.Величина максимального изгибающего момента, возникающего в ше-
лыге трубы от действия линейных расчетных нагрузок, определяется по
формулеМпр = 0,318Рпрго,	' (XX, 25)где Рпр — предельная нагрузка на единицу длины трубы.Приступая к статическому расчету, необходимо выбрать внутренний
диаметр трубы D, толщину стенки и защитного слоя. Обычно. толщина
стенки на 1—2 см меньше £>/10; толщина защитного слоя 1,5—2 см.Рис. XX. 32. Стенка трубы в предельном напряженном состоянии
1 — бетонный сердечник; 2 — напрягаемая спираль; 8 — защитный слойОсновым расчетом предварительно напряженных труб является
расчет натрещиностойкость.Для расчета распределение напряжений и действующих сил в сече¬
нии трубы с защитным слоем на расширяющемся цементе принимается
по схеме на рис. XX. 32.Из этой схемы следует, что расчет должен производиться по основным
формулам внецентренного растяжения, причем место приложения силы
предварительного обжатия Na спиральной обмоткой 2 принимается
в середине толщины d стенки сердечника 1.Так как в защитном слое трубы предварительное напряжение, отсут¬
ствует, то для облегчения расчета вводятся две взаимно-противоположные
фиктивные силы #ф, приложенные в центре тяжест» защитного слоя.
При этом величина выбирается равной площади эпюры, напряжений
параллелограмма abdc, восполняющего эпюру сжатия бетона до полного
треугольника аеО.Сила от внутреннего давления в трубе NT считается приложенной
в середине толщины Л стенки трубы.Далее составляются уравнение проекций всех сил (для определения
положения нейтральной оси) и уравнение моментов.
734	Глава XX. Специальные сооружения§ 127, БУНКЕРЫ1.	Общие сведенияБункерами называются хранилища для сухих сыпучих материалов
(угля, руды, извести, цемента, песка, щебня и т. п.), загрузка кото¬
рых производится сверху, а разгрузка — снизу.Бункеры, предназначаются обычно для кратковременного хране¬
ния материалов; они имеют небольшую глубину по сравнению с раз¬
мерами в плане. Линия обрушения призмы сыпучего Материала в бун¬
керах (рис. XX. 33) обычно не пересекает противоположной стенки,
т. е. h tg а < /; практически бункером считается такое хранилище,у которого h < 1,5/макс.Как установлено-многолетней прак¬
тикой строительства, железобетонные
бункеры обладают большими преиму¬
ществами перед стальными в х отноше¬
нии огнестойкости, долговечности и
эксплуатационных расходов. Поэтому
бункеры для сыпучих тел строятся
преимущественно из железобетона.2.	Конструкции бункеровБункеры находят широкое приме¬
нение в различных производствах и
особенно часто для хранения угля, при¬
чем в котельных их приспособляют для
непосредственной подачи угля в топки
паровых котлов. Их устраивают не
только внутри производственных зда-
рий, но и в эиде специальных бун¬
керных эстакад для приема сыпучих
материалов или для погрузки на транс¬
порт. Бункеры по своей форме и конструкции весьма разнообразны. Форма
их зависит от свойств сыпучего материала, габаритов здания и агрегатов,Рис. XX, 33. Поперечный разрез бун¬
керао)S) в)"Iмммке)д)	 |	^	1ж)1;-* )■\» j ^{МчД-г У-ЛWШРис. XX. 34. Схемы бункеров
§ 127. Бункеры735а также экономических требований. Чаще всего в плане бункеры имеют
квадратную (рис. XX. 34, а) или прямоугольную (рис. XX. 34, б) форму,
причем они могут состоять из одной ячейки — одноячеистые или рас*
положенные вплотную один к другому, образуют группу ячеек — много¬
ячеистые бункеры (рис. XX. 34, в).Для выпуска хранимых материалов днище устраивается с наклонными
стенками в виде воронки; угол наклона стенок для опорожнения бункеров
самотеком должен быть больше (на 5—10%) угла естественного откоса
материала. В зависимости от расположения выпускного отверстия буйкеры
могут быть симметричными (рис. XX. 34, б) и несимметричными
(рис. XX. 34, г). Чаще всего бункеры имеют вертикальные стенки в верх¬
ней части и наклонные — внизу, но встречаются бункеры и с одними
только наклонными стенками (рис. XX. 34, д). Иногда нижняя часть
бункеров имеет вид лотка, в котором выпускные отверстия образуются
путем набивки наклонных откосов из тощего бетона (рис. XX. 34, е),
Для лучшего использования кубатуры здания в обычных бункерах также
делают по две и больше воронок (рис. XX» 34, ж), Встречаются и цилин¬
дрические бункеры с конической воронкой.Поверху бункеры нередко имеют железобетонное перекрытие с отвер¬
стием для загрузки (рис. XX. 33) или окаймляются балками. Бункеры
обычно основываются на колоннах, расположенных в углах ячейки.Бункеры, предназначенные для таких материалов, как известняк,
клинкер и др., сильно истирающих стенки, облицовываются стальными
листами или деревянными брусьями.Бункеры по способу выполнения могут быть: монолитные, сборные
и смешанной конструкции (железобетон и сталь).а)	Монолитные железобетонные бункерыБункеры до последнего времени возводились в стационарной опалубке,
что требовало большой затраты времени и лесоматериалов. Они выполня¬
лись любой формы и емкости.В настоящее время применение монолитных бункеров допустимо при
условии индустриальных методов возведения. Поэтому при их проекти¬
ровании необходимо учитывать, возводится ли бункер с применением
несущих сварных арматурных каркасов или с помощью разборной пере¬
ставной опалубки, или на месте бетонируется призматическая часть
с последующим монтажем сборной железобетонной или металлической
воронки. Монолитные бункеры можно армировать отдельными стержнями
или сварными сетками.На рис. XX. 35, а показано армирование отдельными
стержнями наклонной стенки днища; рабочая арматура распо¬
лагается в двух направлениях. По углам воронки ставят так называемые
каркасные стержни диаметром 18—22 мм, которые пропускают в верти¬
кальные стенки бункера и на которые внизу, у течки, надевают хомут
из стержней того же диаметра. В обоих направлениях укладываются
прямые стержни и стержни с отгибами для восприятия отрицательных
моментов на опорах (в углах). Диаметр рабочих стержней 8—16 мм,
монтажных 6—8 мм. Горизонтальные стержни заводятся в смежные стенки
на V4 пролета последних; в вутах ставят дополнительные стержни.Вертикальные стенки (рис, XX. 35, б) при- небольшой
их высоте армируются рабочими горизонтальными стержнями, уклады¬
ваемыми в месте перехода вертикальной стенки в наклонную, вертикаль¬
ными стержнями, работающими на главные напряжения подобно хомутам,
и горизонтальными прямыми стержнями, которые ставят конструктивно
через 20—30 см по высоте. В стенках большой высоты арматура рассчи-
736Глава XX. Специальные сооруженияПлан по 1-1ЗтстеджШ^Зона стержней tS|Зона стержней
. 8’. 5'S)шшРис. XX. 35. Армирование бункера отдельными стержнями4?!та)-5Ш-8AD0г£0°+250+	Л—-1ГinПа 1-1
1'09°17£^IСт-1Ст~2*)JlуfJ.t150• 150Монтажные
швы 8 мм ьд)—4500 —Рис. XX. 36. Армирование воронки бункера сварными сетками (после бетонирова¬
ния несущих элементов)
а — общий вид; б — закладные части в балках; в — закладные части в углах; г — монтажная
cxetea сеток; о — приварка горизонтальных стержней к каркасу бункера; е — армированиевута
§127. Бункеры737тывается так же из условий работы стенки на изгиб, как пластинки в двух
направлениях. В углах стенок, как и в воронках, устраиваются вуты
и ставятся дополнительные угловые стержни.Когда вертикальная стенка бункера является ригелем рамы, она
армируется, как обычный ригель, с той только разницей, что ставятся
подвески и более частые хомуты.Течки бункеров в плане делаются квадратными или прямоуголь¬
ными. Армирование их состоит из прямоугольных замкнутых стержней
по контуру течки и хомутиков по ее периметру (рис. XX. 35, в). Роль
хомутиков могут выполнять изогнутые концы стержней наклонных стенок.
За один из замкнутых стержней (более толстый) зацепляются крюками
угловые'каркасные стержни.Существенное уменьшение трудоемкости достигается применением
для армирования сварных сеток и каркасов.Установка сварных сеток воронок обычно производится
после бетонирования несущих конструкций. Стенки армируются двойной
несимметричной арматурой; в местах, где требуется меньше арматуры,
сетка разрежается путем обрыва половины стержней; в местах же, где
арматура по расчету не требуется, стержни ставятся не менее 4 на 1 пог. м.Для заанкеривания внутренней сетки концы стержней отгибают
перпендикулярно ребру. Кроме того, необходимо устраивать вуты доста¬
точных размеров._ У сеток вблизи наружных поверхностей стержни, идущие вдоль
ската, располагаются над стержнями горизонтального направления.
Горизонтальные стержни привариваются к уголкам, заменяющим каркас¬
ные стержни; уголки привариваются к анкерам, заложенным в верхних
углах воронки. На рис. XX. 36 показано армирование воронки, разрабо¬
танное Ленинградским Промстройпроектом.б)	Монолитные железобетонные бункеры со стальной воронкойВажной деталью этих бункеров является закладная стальная кон¬
струкция в утолщенной нижней части стен (рис. XX. 37), позволяющая
осуществить приварку «фартука» стальной воронки впритык с накладками.При непрямолинейности
соединяемых стальных полос
«фартука» и закладной кон¬
струкции «фартук» может быть
разрезан на куски, чем дости¬
гается плотное прилегание, обе¬
спечивающее зазор 2—4 мм у
необходимый для дуговой
сварки.в)	Сборные железобетонные
бункерыСборные железобетонные
бункеры еще не типизированы,
поэтому проектируются раз¬
лично. На рис. XX. 38 пока¬
зан бункер бетонного завода
для подогрева заполнителей —
квадратный в плане. Стены
его собираются из железобе¬
тонных плит сдЛошного сече¬
ния высотой 1,5 М И толщи- Рис, XX. 37. Бункер со стальной воронкойУзел ЯНакладна&9:33,_АЬ7В±2.96'
738Глава XX. Специальные сооружетмной 18 см при весе 3 т; , они соединяются болтами с заливкой
швов цементным раствором. Для пропуска болтов плиты снабжены при¬
ливами с заделанными в них обрезками газовых труб, которые прй мон¬
таже заполняются раствором и болты продавливаются через них. НижеПо 1-1\-2jsРис. XX. 38. Сборный железобетонный бункер/ — днище; 2 — поперечные стенки; 3 — продольные стенки; 4 — болты, d = 30 мм;б — трубкарасположенный элемент стены имеет паз на верхней грани, в который
по заполнении раствором входит гребень верхнего элемента. .Кроме болтовых соединений, в конструкциях бункеров возможно
применение сварных стыков с ^акладками,г) Бункеры смешанной конструкцииБункеры смешанной конструкции состоят из стального несущего
каркаса и заполняющих его железобетонных плит, которые могут быть
сборными или монолитными.
§ 127. Бункеры739ПоСтальной каркас воронки бункера состоит из угловых и горизонталь¬
ных ребер, связанных внизу металлической конструкцией выпускного
отверстия (рис. XX. 39), а вверху горизонтальными ребрами, которые
являются нижним поясом фермы вертикальной стенки. Угловые ребра
образуются из стальных уголков, размалкованных на величину двугран¬
ного угла. Горизонтальные ребра привариваются к угловым ребрам на
расстоянии 1,5у-2 м в соответствии с размерами железобетонных плит.
Прй этом горизонтальные
ребра могут крепиться к
угловым ребрам не жестко
(шарнирно) или жестко,
образуя горизонтальную
замкнутую раму.Железобетонные пли¬
ты крепятся к стальному
каркасу посредством за¬
кладных частей, заделы¬
ваемых в углах и через
каждые 50—60 см.Монолитные плиты
армируются как обычные
неразрезные; их опалубка
крепится к стальному
каркасу.Вертикальная стенка
бункера может одновре¬
менно являться и ригелем
каркаса здания, а может и
не входить в состав послед¬
него. В первом случае
стальной каркас стенки
представляет собой ферму,
приспособленную к зак¬
ладке сборных железобе¬
тонных стен, а во вто¬
ром случае каркас состоит
из двух-трех' горизонталь¬
ных балок с заполнением
кирпичом или бетонными
блоками.Железобетонные бункеры как сборные, так и смешанной конструкции
еще не прошли всесторонней практической проверки, и поэтому конструк¬
ции их могут изменяться.3. Расчет бункеровРасчет бункеров представляет значительные трудности, несмотря на
целый ряд упрощений.Стенки бункеров находятся в сложном напряженном состоянии:
они рассчитываются на давление содержимого, которое вызывает растя¬
жение по двум направлениям и изгиб из плоскости граней; учитывается
также и влияние собственного йеса стенок бункера.а) Определение давленияПри определении бокового давления на стенки и днище бункеров
можно ввиду'fix относительно малой глубины пренебречь трением мате¬
риала о стенки и пользоваться теорией давления земли. Здесь эта теорияРис. XX. 39. Бункеры смешанной конструкцииа, б — расчетные схемы ребер при различном их располо¬
жении; в — деталь шарнирного узла к схеме а; г — деталь
жесткого узла к схеме б; д — варианты сечений ребра;
1 — ребро; 2 — угловое ребро; 3 — железобетонные плиты
74»Глава XX. Специальные сооружениядаже больше соответствует действительности, чем в отношении грунта,
в кОтором давление существенно зависит от способа засыпки и неодинако¬
вой плотности грунта.Горизонтальное давление в какой-либо точке бункера на глубине А
может быть принято равнымpr = TAtg2(45°--J),	' (XX. 26)iа вертикальное давление в той же точкерв = 1Л,	(XX. 27)где Т — объемный вес загруженного материала;9 — его угол естественного откоса.При расчете по предельным состояниям коэффициент перегрузки
нринимается равным 1,2.Зная величину давления на две взаимно перпендикулярные плоскости,
можно Определить нормальное давление и на любую наклонную плоскость,
проходящую под углом а к горизонту, по формуле1,2/пЛЛ,	(XX. 28)где т1 — коэффициент, характеризующий эллиптический закон изменения
давления при изменении угла а наклона площадки к горизонту:т1 = cos2 а + k sin2 а;fc = fg2 (45°,	(XX. 29)Значения коэффициента щ в зависимости от угла а и угла <р внутрен¬
него трения, принимаемого приближенно равным углу естественного
откоса, приведены в табл. 53.Таблица 53Значения коэффициента тг = cos2 а + k sin2 аав град.cos* аsin* аЗначения тх при угле <р в град.202630.35404550200,883.0,1170,9400,9300,9220,9150,9080,9030,900250,8210,1790,9090,8930,881.0,8690,8600,8520,846300,7500,2500,8720,8520,8330,8180,7940,7&0,785350,6710,3290,8310,8050,7820,7600,7420,7270,717400,5870,4130,7890,7550,7250,6970,6770,6570,645420,5520,4480,7720,7340,7010,6730,6480,6290,615440,5170,4830,7530,7130,6780,6480,6220,6000,584450,4830,5170,7360,6930,6550,6230,5950,5710,56548 •0,4480,5520,7190,6720,6320,5980,5680,5330,525500,4130,5870,701 •0,651'0,6080,5720,5400,5130,495520,3790,6210,684 *0,6310,5860,5470,5140,4860,466540,3450,6550,6660,6110,5630,5220,4870,4570,437560,3130,6870,6420,5920,5420,500 .0,4620,4300,409580,2810,7190,6330,5730,5200,4760,4370,4080,382600,2500,7500,6170,5550,5000,4530,4130,3780.355620,2200,7800,6020,5370,4800,4310,3890,3540.329640,1920,8080,5880,5200,4610,4110,3670,3300,305660,1650,8350,5740,5040,4430,3910,3460,3080,282680,1400,8500,5610,4900,4260,3790,3270,2870,260700,1170,8830,5500,4760,4120,3560,3090,2680,241
§ 127. Бункеры741Как следует из формулы (XX. 28), нормальное давление возрастает
с глубиной по закону треугольника. В действительности, как показывают
исследования, силы трения сыпучего тела о стенки воронки влияют на
распределение давления, которое существенно отличается от определяе¬
мого по формуле (XX. 28).Для упрощения расчета давление на наклонные стенки можно приве¬
сти к среднему равномерному давлению, получаемому от деления полного
давления, действующего на всю поверхность, на площадь стенки. Эти
средние нормальные давления на стенки определяются по формулам
(рис. XX. 40):а)	для трапецеидальных стенок+	<хх.зо)б)	для треугольных стенокРн = Tmi (-Т+Аг) ;	(XX. 31)в)	для прямоугольных стенокРсш = Vй! (тт + Аг) ;г)	для призматической частиPi == 0,5 k^hz.Нормальная составляющая собственного веса наклонной стенкиgH = gC0Sa>	(XX. 34)где g — собственный, вес 1 м2 9тенки.При расчете по предельным состояниям коэффициенты перегрузки
принимаются: я = 1,2 для давлений рн и п = 1,1 для gR.. Для расчета толщину .стенки принимают равной V20—1/зо наимень¬
шего из двух размеров (для треугольных плит — основания и высоты,
для трапецеидальных — длины средней линии и высоты).б)	Определение расчетных усилийСтенки призматической и пирамидальной части бункера (воронки)
рассчитываются как упругие плиты на местный изгиб под
действием нормального давления от засыпки1.Стенки призматической части при отношении размеров
сторон h : а < 0,5 рассчитываются как балочные пролетом, равным А;
при отношении 0,5 < h : а < 2 — как плиты, опертые по контуру. Расчет
плит, опертых по контуру, ведется по таблицам А. Ф. Смотрова.При этом условия опирания принимаются следующие: по боко¬
вым кромкам вертикальные стенки квадратных в плане или близких
к квадратной форме бункеров считаются защемленными; по в е р х н е й
кромке при наличии жесткого перекрытия с балками стенка рассчиты¬
вается как защемленная, при наличии же тонкой плиты без 6ajfoK — как
свободно опертая.В бункерах, имеющих вытянутую форму в плане, когда размеры а
и Ь отличаются более чем на 20%, вертикальные стенки в горизонтальном
направлении рассчитываются, как рамы.Стенки п и<р амидальной части имеют трапецеидальную форму
с различным соотношением сторон. Расчет производят с помощью таблиц
742Глава XX. Специальные сооруженияи в зависимости от соотношения сторон трапеции пользуются таблицами
для. расчета треугольных, трапецеидальных или прямоугольных плит1.
При отношении меньшего основания трапеции к большему 0,25 плиты
рассчитываются как треугольные, причем высота треугольника опреде¬
ляется по формуле«2h=H-
р 02—-%где Я — высота трапеций.(XX. 35)jЧ/	4Рис. XX. 42При отношении at : а2 > 0,25 расчет трапецеидальных плит приво¬
дится к расчету прямоугольных плит (рис. XX. 41), расчетные ширина и
высота которых определяются по формулам:2	(aj + 2a1a8)Р 3 Ci -j- Og *hp = Н ■д8 (Og	fll)6 (aj 4- Oi) '(XX. 36)
(XX. 37)Условия опирания стенок воронок принимаются следующие: по
боковым кромкам стенки считаются защемленными, по верхним и ниж¬
ним — свободно опертыми или защемленными, в зависимости от жесткости
примыкающих конструкций и окаймления.Стенки лотковых бункеров, имеющих форму вытянутых пря¬
моугольников с отношением сторон 2 и более, рассчитываются на изгиб,
как неразрезные плиты с опорами в местах перегиба.Как было отмечено, давление содержимого на стенки бункера вызы¬
вает в них горизонтальное растягивающее усилие (рис. XX. 42, с). При
этом для наклонных стенок к нормальному давлению от содержимого
добавляется еще нормальная составляющая от собственного веса.Таким образом, в призматической части бункера горизонталь¬
ное растягивающее усилие в стенке пролетом а определится по формуле(XX. 38)где рв — нормальное давление на вертикальную сТенку, равное '[hk
для сыпучих и fA для пластичных материалов.В пирамидальной части бункера горизонтальное растягивающее
усилие в наклонной стенке пролёта а определится по формуле(XX. 39)1 В. И. Литвиненк о, Железобетонные бункеры и силосы, Государственноеиздательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.
$ 127. Бункеры743Растягивающие усилия N'a и N"a определяются на единицу длины
стенки, измеренной по скату бункера.	"Другого рода растягивающие усилия, возникающие под действием
веса содержимого и собственного веса, которые направлены вдоль
ската вороньи, так называемые скатные усилия, могут быть определены
из условия равновесия части бункера, расположенной ниже рассматри¬
ваемого уровня5 (рис. XX. 42, б).Эти усилия распределяются неравномерно по периметру стен, глав¬
ным образом вследствие концентрации этих усилий у более жестких
участков подвески воронки (в угловых опорах), а также и вследствие
смещения центра тяжести при несимметричных бункерах, ведущего
к перераспределению нагрузки между стенками.Обычно для определения этих усилий пользуются формулами инструк¬
ции института Теплоэлектропроект для проектирования бункеров.Приведенных выше расчетов по определению усилий в бункере все
же оказывается недостаточно. Бункер представляет собой пространствен¬
ную конструкцию (коробку), для расчета которой как одного целого пока
нет практически приемлемого метода. Существуют некоторые приближен¬
ные приемы для определения усилий от общего изгиба, которые различны
для разных видов бункеров — низких, высоких, лотковых и пр. х.в)	О расчете элементов бункеров сборной и смешанной конструкцииЖелезобетонный бункер сборной конструкции, правильно
выполненный, по своей работе не отличается от монолитного бункера,
и весь статический расчет производится одинаково. Дополнительными
элементами расчета являются расчет стыков (болтовых или сварных)
сборных элементов и проверка последних на монтажные усилия.В железобетонных бункерах смешанной конструкции желе¬
зобетонные плиты (сборные или монолитные) и стальной каркас рассчи¬
тываются раздельно.Сборные железобетонные плиты рассчитываются на изгиб, как балоч¬
ные свободно опертые плиты или как плиты, свободно опертые по трем
или четырем сторонам, причем давление засыпки принимается в виде
равномерно распределенной нагрузки с интенсивностью, равной сред¬
нему давлению на плиту. Скатная составляющая давления при расчете
железобетонных стенок не учитывается. Монолитные стенки рассчиты¬
ваются как неразрезные или защемленные.Горизонтальные ребра стального каркаса воронок бункера рассчи¬
тываются на изгиб от приходящейся на них нагрузки и на растягиваю¬
щие усилия, передаваемые в углах горизонтальными ребрами соседних
стенок воронки. Сечение горизонтальных ребер находится из расчета
на внецентренное растяжение.Угловые ребра воронок передают колоннам все'нагрузки от веса
засыпки и собственного веса, и площадь сечения их определяется из рас¬
чета на центральное растяжение.При расчете вертикальных стенок бункеров необходимо учитывать
нагрузку на нижний пояс фермы (или балку) от примыкающей верхней
плиты воронки, увеличивающую изгибающий момент из плоскости стенки.1 В. И. Л и т в и н е н к о, Железобетонные бункеры и силосы, Государственноеиздательство , литературы по строительству и архитектуре* 1953, стр. .57—75.
744Глава XX. Специальные сооружения§ 128. СИЛОСЫ1.	Общие сведенияСилосы, так же как и бункеры, служат хранилищами сухих сыпу¬
чих материалов. Они отличаются от бункеров большой глубиной при
сравнительно малой площади; в них линия обрушения призмы сыпу:
чего материала всегда пересекает противоположную стенку, т. е.A tg а > / или А>1,5/макс.Рис. XX. 43. Схемы расположения силосовСилосы (банки) строятся в большинстве случаев круглого сечения.
Свойства этого сечения работать на чистое растяжение приводят к наи¬
меньшему расходу бетона и стали по сравнению со всякой другой формой
силосов; кроме того, и арматура их очень проста. Полости между каждыми
четырьмя банками, так называемые звездочки, также используются как
добавочные ячейки.При небольших объемах отдельных банок находят применение и си¬
лосы квадратного сечения (до 10 м2) в плане, при этом толщина стенок
не превосходит минимальной толщины (15 сл*).круглых силосов.За рубежом встречаются силосы шестиугольного и восьмиугольного
сечения, причем в последнем случае получается часть квадратных ячеек
меньшего объема.; Эти сечения менее выгодны, чем круглые, так как,
помимо растягивающих усилий, они подвергаются действию значительных
изгибающих моментов.Наиболее простым и распространенным расположением круглых
силосов в плане является расположение в о д и н или два ряда
(рис. XX. 43, а); при этом достигается наиболее простая механизация
подачи и отгрузки хранимого материала.При больших объемах (20 ООО —50 ООО м3 и более), а также в целях
лучшего использования территории участка применяется и много¬
рядное расположение силосов (рис. XX. 43, б, в> г), при
котором образуется силосный корпус. Кроме того, при таком располо¬
жении получается наименьшее количество наружных силосов, работаю¬
щих в более тяжелых условиях, по сравнению со средними. В этом случае
возможны две основные схемы расположения силосов: простое рядовое
(рис. XX. 43, б) и шахматное (рис. XX. 43, в).
§ 128^ Силосы745Силосные корпуса, как правило, следует проектировать с рядовым
расположением и лишь в отдельных случаях — с шахматным, например,-
при расширении существующих корпусов.Встречаются и другие схемы расположения круглых силосов, напри¬
мер с прямолинейными вставками (рис. XX. 43,г); такие схемы мало
употребительна и нецелесообразны по затратам материала.Загрузка силосов производится сверху механическим или пневмати¬
ческим способом. При механическом способе (рис. XX. 44) сыпучая масса
подается на ленточные транспортеры или шнеки, расположенные в над-
силосной галерее, и с их
помощью загружается в
силосы через люки. При
пневматическом способе
порошкообразная масса
подается при помощи тру¬
бопроводов.Разгрузка произво¬
дится через разгрузоч¬
ные отверстия (течки),
устраиваемые обычно в
днищах силосов, тремя
способами ■ — самотеком,
механическим или пнев¬
матическим путем.При первом способе материал поступает на транспортные устрой¬
ства, для которых устраивается специальная галерея или подсилосный
этаж.Выпуск из силосов предпочтительно должен устраиваться централь¬
ным; допускается внецентренное расположение выпускного отверстия
в днище силоса, а также расположение его. в стенке силоса.При механической разгрузке применяются цепные или скребковые
разгружатели, или шнеки. Пневматическая разгрузка осуществляется
при помощи различных устройств (применением сжатого воздуха, вакуума
или способом аэрации).Высота силосных корпусов, обусловливаемая технологическим
процессом й сопротивлением грунта среднего качества (2,5—3 кг!см2),
достигает 30 м; для силосов, возводимых на крупнообломочных, скальных
или полускальных грунтах, высота может быть более 30 м, но не больше
40 м. Выгодно, чтобы высота силосов была наибольшей, так как при этом
размеры б плане, а следовательно, и площадь фундаментов, днищ и крыш,
будут наименьшие.	>Диаметры силосов (банок) колеблются в пределах от 6 до
18 (24 м); оптимальные их размеры в большой степени зависят от‘Свойств
хранимых материалов. Так, для материалов с хорошей текучестью (напри¬
мер, зерно), не обладающих свойством слеживаться,* оптимальным диа¬
метром является 6 му для цемента —12, 15, 18 му для угля —12 м (при
ограниченной высоте), а для кальцинированной соды —18—24 м.Несмотря на значительную протяженность корпусов (например,
зерновых элеваторов), доходящую до 150 м, в них обычно не устраивают
ни температурных, ни осадочных швов, мотивируя
это достаточной эластичностью корпусов с круглыми тонкостенными
ячейками в продольном направлении и весьма большой пространственной
жесткостью их в вертикальном направлении.По техническим условиям проектирования силосов (ТУ 124-56)
длина •с^йосного корпуса с круглыми силосами не должна превышатьWWVWРис.. XX. 44. Схема механической загрузки и раз¬
грузки силосов
746Глава XX. Специальные сооружения80 м. Наибольшая длина силосного корпуса с прямоугольными силосами,
а также расстояния между температурными швами в надсилосной галерее
должны назначаться по общим правилам проектирования железобетон¬
ных конструкций.2.	Конструкции силосова)	Типы силосовДнища силосов устраиваются различно; конструкция их связана
с выбором разгрузочного оборудования и в значительной мере зависит
от свойств хранимого материала (рис. XX. 45),Пш т ШЖп_ЛГп.Куш/шт тттлшРис. XX. 45. Схемы днищ силосовТак, для хранения цемента может быть применена наиболее простая
конструкция, при которой днищем является обыкновенный бетонный
пол (рис. XX. 45, тип /). Разгрузка цемента производится при помощи
специальных цепей или пневматическим путем.Простую конструкцию имеют днища и в силосах для хранения песка,
гравия и дробленого угля (рис. XX. 45, тип II); днище поднято засыпкой
на некоторую высоту для возможности разгрузки силоса самотеком через
боковые отверстия непосредственно в вагоны.Для силосов типов I я II фундаменты обычно устраиваются коль¬
цевыми.В силосах для хранения зерна (и других сыпучих материалов) днище
может быть различной конструкции.	JВ простейшем случае (рис. XX. 45, тип III) днище также может быть
образовано засыпкой из песка, шлака или тощего бетона со скатами,
покрытыми сверху железобетонной плитой толщиной 8—12 см. При этом
типе днища по середине ряда силосов устраивается галерея, в которой
размещается транспортерная лента или специальный шнек для разгрузки
силоса. В этом случае фундамент под силосные стены устраивается коль¬
цевым.Днище может устраиваться так, что силосный корпус имеет светлый
подвал. В этом случае (рис. XX. 45, тип IV) днище в виде конической
воронки опирается на цилиндрический железобетонный барабан или на
отдельные стойки.Возможна конструкция днища и в виде плоского железобетонного
перекрытия (рис. XX. 45, тип V), опирающегося независимо от силосных
стен на колонны. В зависимости от диаметра силоса число колонн, поддер¬
живающих днище, меняется соответственно от.4 до 9. На плите днищ де^
лается забутка из тощего (шлакового) бетона для получения необходимых
скатов с последующей затиркой цементным раствором.
§ 128. Силосы747Иногда для уменьшения объема забутки и увеличения емкости силоса
плоская железобетонная плита у выпускного отверстия переходит в желе:
зобетонную или металлическую воронку (рис. XX. 45, тип VI).Днища «звездочек» ввиду сравнительно небольшого их размера выпол:
няются в виде плоской железобетонной плиты, опирающейся на стены
силоса; при больших размерах плита усиливается ребрами.* Фундамент под силосный корпус со светлым подвалом независимо
от типа днища при грунтах среднего качества устраивается в виде сплош¬
ной плиты постоянной толщины.разрвз	q	РазрезРис. XX. 46. Схемы подвалов элеваторов при многорядном расположении силосов
а — с ленточными фундаментами; б — с фундаментной плитойКак следует из рассмотрения шести типов силосов, их можно по
конструкции разделить на две группы — силосы с подсилосным помеще¬
нием (подвалом) и без него. Силосы второй группы, экономичнее, но они
применимы только для некоторых сыпучих материалов; более широкое
распространение получили силосы первой группы, разгрузка которых
производится самотеком непосредственно на транспорт.В многорядных силосных корпусах днища силосов могут представ¬
лять собой конические железобетонные воронки, опертые на четыре ко¬
лонны (элеваторы в Ташкенте, Николаеве), или же проще, плоские .желе¬
зобетонные плиты с воронками, образованными путем заполнения из
тощего бетона (элеваторы в Мариуполе, Херсоне, Ленинграде). На
рис. XX. 46 приведены схемы подвалов элеваторов при многорядном
расположении силосов; для схемы на рис. XX. 46, б характерно то, что
силосы и подсилосная плита опираются на колонны, а колонны — на
сплошную фундаментную плиту.В отношении производства работ можно отметить, что рациональным
способом возведения тонких и высоких (выше 10 м) стенок силосов является
применение скользящей опалубки. Ее применение дает возможность механи¬
зировать и объединить наиболее сложные и длительные операции комплекса
железобетонных работ — разборку, переноску и установку опалубки —
и создать все условия для возведения сооружения скоростными методами.
748Глава XX: Специальные сооруженияИспользование этого метода требует соблюдения при проектировании
силосов вертикальности стенок, постоянства их толщины на всю высоту
и ограничивает минимальную их толщину величиной 15 см (при меньшей
толщине возможны срывы неокрепшего бетона). При этом необходимо
стремиться к возможно более простому их армированию. Длина гори¬
зонтальных стержней должна быть невелика, чтобы не было затруднений
при их укладке; расстояние между горизонтальными рядами арматуры
не следует принимать меньше 10 •см\ защитный слой должен быть не
меньше 2,5 см во избежание срыва арматуры при передвижении опа¬
лубки.В последние годы у нас нашла успешное применение и переставная
металлическая опалубка, впервые разработанная для возведения кони¬
ческих дымовых труб. Эта опалубка имеет преимущества перед скользя¬
щей, давая возможность изменять толщину стены по высоте и- применять
сварную арматуру; кроме того, отпадает непроизводительный расход
сталк-на домкратные (джековые) стержни. К недостаткам ее можно отнести
громоздкость и немеханизированный ее подъем.б)	Круглые силосыВнутренний диаметр круглых силосов в соответствии с размерами
унифицированной сетки колонн производственных зданий по ТУ 124-56
рекомендуется принимать 6, 12, 15, 18 и 24 м.Толщина стенок силосов должна приниматься не менее 15 см при
возведении их в скользящей опалубке, причём при диаметре 6 м толщина
стенки должна составлять 16 см, а при диаметре 12, 15, 18 и 24 м — не
менее 20 см. Это ограничение толщины стенок не распространяется на
сборные силосы и на силосы, возводимые в других видах опалубки.Марка бетона для стенок монолитных силосов должна быть не ниже
150, а при хранении сыпучих тел с температурой выше 50° — не ниже 200.Как выяснено, внутреннее давление на стенки силосов распреде¬
ляется неравномерно не только по высоте, но и по. периметру горизон¬
тальных сечений, что ведет к появлению в стенках изгибающих момен¬
тов; они появляются также .и в местах сопряжения соседних силосов.Исходя из напряженного состояния стен силосов, они армируются
кольцевыми и вертикальными стержнями, но рассчитывается только
кольцевая арматура. _	sОпыт тгрюект^ов^ния и эксплуатации круглых силосов (элевато¬
ров) показал, что стенки силосов должны снабжаться, как правило,
двойной арматурой, устанавливаемой у внутренней и внешней поверх¬
ности стенки. Одиночную арматуру допускается устанавливать посредине
толщины стенки многорядных силосных корпусов: а) в верхней зоне
стенок наружных силосов на протяжении V3 их высоты и б) по всей
высоте стенок внутренних силосов.Стенки силосов армируют, как правило, сталью периодического
профиля (горячекатаной или холодносплющенной) в виде отдельных
стержней или сварных сеток (при переставной опалубке). Сварные сетки
могут изготовляться также из круглой арматуры. Перепуск сеток при
стыковании производится согласно табл. 3 (§2, п. 6).На рис. XX. 47, а и б приведено армирование стенок круглых сило¬
сов двойной и одиночной арматурой. Каждое кольцо арматуры состоит
из трех-четырех дуг. В местах сопряжения силосов ставят на уровне
каждого ряда кольцевой арматуры дополнительные V-образные стержни,
обеспечивающие жесткую связь смежных силосов; они заводятся до внут¬
реннего ряда колец и снабжаются прямыми участками длиной 35 см.
$ 128. Силосы749Для обеспечения лучшей пространственной работы конструкции
в стенках силосов устанавливается вертикальная арматура сечением
не менее 3 см2 на 1 пог. м длины стенки.Вертикальная арматура в виде отдельных стержней диаметром 10 мм
устанавливается через каждые 30—35 см в наружных стенках и через
каждые 40—50 см во внутренних стенках.Диаметр кольцевой арматуры периодического профиля, а также
круглой, должен быть не более 16 мм, шаг арматуры — не более 20 см
и не менее 10 см.Вертикальную арматуру в виде отдельных стержней стыкуют враз¬
бежку с перепуском соединяемых стержней периодического профиля
на 35 расчетных диаметровВертикальную арматуру в виде сварных каркасов стыкуют враз¬
бежку с нахлесткой, как для рабочих стыков, расположенных в сжатой
зоне, но с увеличением перепуска на 10 диаметров. Эта арматура имеет
также назначение воспринимать температурные напряжения при нерав¬
номерном нагревании.В каждом вертикальном сечении силоса можно стыковать не более
25% всех стержней. Стыки отдельных стержней круглой кольцевой арма¬
туры делают внахлестку с перепуском концов на 50 диаметров стержня
и с крюками на концах; при арматуре периодического профиля нахле:
стка выполняется на 60 расчетных диаметров и без крюков.В стенках силосов, армированных двойной арматурой, наружная
и внутренняя арматура соединяются между собой в уровне каждого
кольца арматуры связями из проволоки диаметром 2—3 мм через каждые
50—70 см (рис. XX. 48, а).В наружных дугах крайних звёздочек корпусов с шахматным распо-1
ложением силосов стержни кольцевой арматуры доводятся до внутренних
колец арматуры примыкающих силосов и снабжаются прямыми участками
длиной 15 см при круглой арматуре — с крюками (рис. XX. 48, б).Рис, XX. 47. Армирование стен круглых силосов
750 .Глава XX. Специальные сооруженияДля стенок, ослабленных в пределах подсилосного этажа проемами
для окон, дверей и пр., стержни вертикальной арматуры должны быть
установлены с наружной и внутренней стороны стенки и связаны между
собой хомутами (рис. XX. 48, в).С целью обеспечения проектного положения кольцевой арматуры
рекомендуется через каждые 2—4 м по окружности взамен отдельно стоя¬
щих вертикальных стержней устанавливать жесткие вертикальные кар¬
касы (контрольные «лесенки»), состоящие из двух вертикальных стержней
и приваренных к ним горизонтальных поперечин (рис. XX. 47, в). Рас¬
стояние между поперечинами принимается равным расстоянию междугоризонтальными кольцами арматуры. Кольцевую арматуру укладывают
на поперечины каркасов и привязывают проволокой к вертикальной
арматуре.В отношении конструирования днищ можно отметить следующее.Коническое днище (воронка), основанное на колоннах (рис.
XX. 49, а), имеет стенки переменной толщины и армируется горизонталь¬
ными кольцевыми стержнями и прямыми по образующей; прямые стержни
укладывают без стыков на всю длину. Вверху воронки дано усиление
в виде кольца для восприятия сжимающих усилий, а также изгибающих
и крутящих моментов, возникающих при опирании кольца в отдельных
точках. Плоское днище устраивается обычно в тех случаях, когда сыпу¬
чий материал может без больших уклонов вытекать из силоса.. Необхо¬
димые уклоны днища создаются с помощью забутки из тощего бетона
(рис. XX. 49, б) либо делается железобетонная или стальная коническая
воронка диаметром не более половины (73—V2) диаметра силоса, с устрой¬
ством забутки по кольцу на оставшейся части днища.В заключение необходимо отметить, что, как показал опыт эксплуа¬
тации круглых силосов за последние 25 лет, в стенках силосов наблю¬
дались повреждения в виде трещин, выпучивания, образования брешей,
а в нескольких случаях происходило обрушение. Повреждения отме¬
чались в цементных и зерновых силосах. Явления эти приписывались
главным образом недоброкачественному выполнению работ с отступле¬
ниями от рабочих чертежей, а в некоторых случаях к этому присоеди¬
нялась и неравномерная осадка сооружения. Кроме того, и самый метод
расчета был не вполне удовлетворительным, так как им не учитывались
динамические явления, наблюдающиеся в силосах, особенно при выгрузке
материалов.ПроемРис. XX. Детали армирования стен
§ 128. Силосы7517Ф12Верхний
.арматура'8ф12на 1пог.м \Ц.ф12на !пог,ц8ф!2на 1пог.м
{НаЖняя
арматураf-	80(Л10	:	-Л■ ЛГ”\s■. " VIJПлан нижней арматурыПлан верхней арматуры-03Ш--08600—Рис. XX. 49. Конструкции днища — коническое; б — плоское
752Тлава XX. Специальные сооруженияв) Квадратные силосыВ последние годы у нас построен ряд зерновых элеваторов с квадрат¬
ными силосами размерами в плане 3,2 X 3,2 м и высотой 25 м
(рис. XX. 50). Стенки выполнялись в скользящей опалубке, а днищасилосов и отпускных отсеков, атакже перекрытия — из сборных желе¬
зобетонных плит, опирающихся на ме¬
таллические балки.Стенки делаются постоянной тол¬
щины — 15 сму с простой арматурой
(рис. XX. 51). При этом квадратные
колонны, расположенные в местах пере¬
сечений стенок, повернуты к главным
осям здания на 45°; отсутствие вутов
компенсируется усилением арматуры в
углах путем перепуска стержней за
узел из обоих пролетов. Для наглядно¬
сти показана арматура из круглой
стали.Следует заметить, что общий рас¬
ход бетона на возведение силосного
корпуса с квадратными ячейками при¬
мерно равен расходу бетона на кор¬
пус с круглыми силосами, что объяс¬
няется меньшей толщиной днищ сило¬
сов и фундаментной плиты.Сверху силосы (круглые и квад¬
ратные) перекрываются железобетон¬
ной плитой, которая образует пол
надстройки-галереи для размещения
верхних конвейеров (рис. XX. 44 и
XX. 50). Эта галерея бывает обычно
рамной конструкции, опирается на си¬
лосные стены и используется при ши¬
роких корпусах как несущая конструк¬
ция для подвешивания к ее стенам пло¬
ской крыши силосов.	^г)	Сборные силосы и применение
предварительного напряженияПодсчеты показали, что силосы
небольшой высоты, менее 10—12 ж,
выполненные в скользящей или пере¬
ставной опалубке, неэкономичны. В
этих случаях более выгодна построй¬
ка силосов из сборных железобетонных элементов в виде колец.На рис. XX. 52 показан силосный склад цемента на заводе железо¬
бетонных изделий в Обухове (под Ленинградом).Сборные железобетонные силосы диаметром 3,5 м и высотой 10,9 м
со стальной полуворонкой выполнены из цельных круглых колец, установ¬
ленных одно на другое на цементном растворе.Кольца свариваются друг с другом в восьми местах по окружности
при помощи накладок и закладных деталей. На рис. XX. 52, в показано
армирование среднего кольца силоса; нижнее и верхнее кольца не имеют
соответственно гребня и паза.т^1,[ /\/,1 /\ ,' \/,1 /\\ia.Рис. XX. 50. Разрез и план корпуса
квадратных силосов
§ 128. Силосы753Монтажный вес колец и верхней плиты по 5 т, днища —10 т. Бетон
марки 200.Три силоса сгруппированы в корпус, имеющий сплошную фундамент¬
ную плиту. Подсилосный этаж и верхняя галерея ограждаются кирпич:
ными стенами.Разрез по Н
УФ10	fк—=■влпм——♦л3—4—-	~~■вгш20к!—тшгтт20тЧФЮfriН‘|	lo¬d				iter. . _—— КГ —	1ТГ; 1 ' *ПланКак было отмечено, в круглых силосах для хранения цемента, зерна
и пр. при эксплуатации появляются дефекты, главным образом вертикаль¬
ные трещины в стенах силоса.Действенным средством против возникновения трещин является,
как известно, предварительное обжатие бетона. Произведенные ЦНИПСом
опыты показали, что предварительное напряжение в стенках силосов
можно осуществлять в процессе возведения силоса в скользящей опалубке
при достижении бетоном прочности 30 кг!см2.
754Глава XX. Специальные сооруженияВ зарубежной практике (Дублин, Ирландия) известны случаи приме¬
нения предварительного напряжения в силосах *, выложенных из бетон¬
ных призматических блоков размерами 45,7 X 22,8 X 11,4 см (18" Х9" х
1 "\X 4-j ). Неудобство применения таких блоков заключалось в том, что120-1500-120ПланРис. XX. 52. Сборные силосыа — продольный и поперечный разрезы; б — план; в — армирование среднего кольца; / — стыковыедетали; 2 — подъемные петливыступающие на наружной поверхности силоса углы потребовали увели¬
чения толщины слоя торкрета.Для предварительного напряжения был применен простой метод,
который по своей сущности не отличается от предложенного зна-1 Indian Concrete Journal, 28, № 4, 1954.
§ 128. Силосы755чительно ранее в СССР Н. М. Онуфриевым для усиления железобетон¬
ных конструкций г.Этот метод (рис. XX. 53) основан на принципе приложения неболь¬
шого усилия перпендикулярно направлению хорошо заанкеренной про¬
волоки, благодаря чему в ней создается значительное напряжение. Отдель¬
ные кольца вразбежку стягиваются друг с другом при помощи рычага
и удерживаются в таком положении связями из мягкой проволоки,
концы которой скручиваются при помощи простых инструментов. Отно¬
шение усилий в стяжках к уси-Рис. XX, 53. Применение предварительного напряжения в силосах (Ирландия)/ — проволока; 2 — стяжкиСилосы имели диаметр 3,64 м при высоте 22,6 м. Расчетное напря¬
жение в проволоке диаметром 3,3 мм было 7800 кг/см2, а сжимающее
напряжение в шве равнялось 11 кг/см2 в предположении, что шов только
на 5 см толщины заполнен раствором.Расход металла для 11 круглых силосов составил: высокопрочной
проволоки 1,5 /га, мягкой проволоки 0,4 т, а всего 1,9 т, тогда как для
такого же числа шестиугольных железобетонных силосов требовалось
22 т, т. е. в 12 раз больше.Из этого примера следует, что силосы с выгодой могут возводиться
из бетонных блоков с применением простого метода предварительного
напряжения.В силосах в противоположность бункерам вследствие трения мате¬
риала о стенки вертикальное и горизонтальное давленйе возрастает не
пропорционально высоте; по мере увеличения глубины прирост давления
уменьшается. При этом предполагается, что отношение горизонтального
давления рГ к вертикальному рв — величина постоянная; чем больше рв,
тем больше и рТ, ас ним и сила трения, противодействующая скольжению
сыпучей массы.На практике распределение давления в силосе обычно -определяется
по формулам Янсена — Кенена. В действительности эти формулы не отра¬
жают всех сложных явлений, наблюдающихся в силосах (вследствие
движения сыпучих материалов), и приходится вводить поправочные
коэффициенты.1 Н. М. Онуфриев, Усиление железобетонных конструкций изменевием ихконструктивной схемы, Стройизаат, 1949.3.	Расчет силосова)	Определение давлений
756Г лава XX. Специальные сооруженияВыделим в силосе (рис. XX. 54) на глубине у двумя горизонтальными
плоскостями элементарный слой высотой dy. На него будут действовать
следующие силы:'[Fdy — собственный вес слоя при площади сечения силоса F и
объемном весе сыпучего материала Ч;
pBF — вертикальное давление вниз;(рв + dpR) F — вертикальное противодействие вверх;pJUdy — горизонтальное противодействие, оказываемое стенками
по'периметру силоса U;
fpJUdy — давление, воспринимаемое стенками силоса по периметру
вследствие трения, возникающего между стенками и сыпу¬
чим телом, где коэффициент трения / = tg<p\По условию равновесия можно написать'[Fdy = FdpB + fpTUdy	(XX. 40)илиFdpB = 'iFdy — fprUdy, (XX. 40a)откудаV/dy	-P:T IptUI E—	Вводя обозначениегт ■ ' ‘	\РГЩ	Рт иf-1—г—ymу(PSdPjr	получимdu — dpBРис. XX. 54	ay- ^ШрвИнтегрируя, найдем:
горизонтальное давлениеPiвертикальное давлениеP' = -T = jUk(l-e F^ = w^l-e	(хх-42)Fгде р = -jj -г- гидравлическии радиус поперечного сечения силоса;k = tg2 (45° — ;? — Угол естественного откоса сыпучего материала.Как следует из формул (XX. 41) и (XX. 42), давления рг и рв не
возрастают беспредельно с увеличением глубины засыпки, а стремятся
асимптотически к некоторому максимуму, равному (при h = со)
§ 128. Силосы757UВводя обозначение -у fky = 6, получим удобные для вычисления выра¬
женияРг = 1ТГ — е_Е) = Рг. макс (1 —в-«);SUРв = 7ш(1 ^ ^ = ^в. макс (1 — 6 *)•Для круглых силосов{/ = *<*, F =(XX. 43)Pr = if 0-e-£); IДля квадратных силосовU = 4а, F = а?
Рг = ^-(1~ е_Е).(XX. 44)(XX. 45)т. е. при диаметре круга, равном стороне квадрата, наибольшее давление
в обоих случаях одинаково.Для облегчения вычислений значения 1 —е-t при % от 0 до 2,95 при¬
ведены в табл. 54.Таблица 54Значения 1 — е-Е600051015202530о,.0,0000,0490,0950,1390,1810,2210,2591,0,6320,6500,6670,6830,6990,7130,7272,0,8650,8710,8770.8830,8890,8950,900 „. е35404550556065о,0,2950,3300,3620,3930,423 .0,4510,4781,0,7410,7540,7660,7770,7880,7980,8082,0,9050,9090,9140,9180,9220,926♦ %0,929• t7075 ,80853095-0,0,5030,5280.5510,5730,5930,613	1,0,8170,8260,8350,8430,850.0,858—2,0,9330.9360,9390,9420,9450,948Значение 1 — е_Е находится на пересечении горизонтальной строки,
соответствующей значению целой части вычисленной величины 6 и верти¬
кального столбца, соответствующего значению дробной части 5. Например,
758Глава XX. Специальные сооружениядля 5 = 1,45 на пересечении горизонтальной строки показателя 1, и верти:
кального столбца показателя 45 находим 1 — е—ь = 0,766.Согласно ТУ 124-56, нормативные величины давления засыпки в сило:
сах определяются следующим образом.1)	Горизонтальное и вертикальное давление вычисляются по формулам:р*р» = k ’поправочный коэффициент а принимается:а)	при расчете днищ, а также нижней зоны стенок на
протяжении 2/з высоты стенки	а = 2б)	при расчете верхней трети высоты стенки	а = 1в)	при расчете фундаментов, стенок и колонн, поддер¬
живающих стенки и днище, на сжатие от веса кон¬
струкции и веса засыпки	. а = 1г)	при расчете стенок силосов для угля по всей их
высоте . 			 * . • а = 1(XX. 46)При расчете по пункту «в» объемные веса сыпучих тел принимаются
с коэффициентом 0,9.2)	Вертикальное давление р", передающееся через трение на стенки
силосов, определяется по формуле	sP? = /Pf.	(XX. 47)3)	Давление в засыпке, находящейся в пределах воронки силоса,
определяют по формулам (XX. 46), причем уменьшение поперечных раз¬
меров силоса в пределах воронки не учитывается и принимается полная
глубина засыпки от ее поверхности до рассматриваемого сечения.4)	Нормативное нормальное давление р| засыпки на наклонную
поверхность днища определяют по формулерЦ = р£ sin2 а + р* cos2 а,	(XX. 48)где а — угол наклона поверхности днища (образующей—в конических
днищах) к горизонту.Расчетные нагрузки от давления и собственного веса сыпучих тел
определяются умножением величин нормативных нагрузок на коэффи¬
циент перегрузки п = 1,3. Коэффициенты перегрузки для прочих нагру¬
зок принимаются по СНиПу (П-Б. 1).Зная величину давления, производимого засыпкой, переходят к рас:
чету стенок и днища силоса.б)	Круглые силосыРасчет стенок круглых силосов производится: а) на горизонтальное
растягивающее усилие, вызываемое давлением засыпки, б) на сжимающее
усилие от засыпки и в) на раскрытие трещин.Горизонтальное растягивающее усилие N на единицу высоты стенки
определяется по формулеp~dN = n~.	(XX. 49)
’§ 128. Силосы759Это усилие должно быть полностью воспринято арматурой, для рас¬
чета которой силос разбивается по высоте на зоны высотой 2—4 м, в зави¬
симости от его общей высоты.При расчете по предельным состояниям сечение арматуры на участке
высотой, равной единице, при глубине уР — яЛГУ _ nP?d
а mmjkb 2mma/?a •Коэффициент перегрузки принимается равным п — 1,3.Коэффициент условий работы конструкций силосов т в случае,
когда нормативное давление вычисляется е применением поправочного
коэффициента а = 2, принимается равным:для стенок отдельно стоящих и наружных силосовпри рядовом расположении	т— 1для стенок внутренних силосов при рядовом распо¬
ложении 	т — 2для стенок круглых наружных силосов в корпусах
с шахматным расположением, а также для стенок
наружных звездочек:в зоне по высоте от 0,15// до 0,35#	т — 1. в зоне по высоте от 0,35// до 0,65Я	т — 0,85для стенок круглых внутренних силосов в кор¬
пусах с шахматным расположением:в зоне по высоте от 0,15# до 0,35//	т = 2в зоне по высоте от 0,35Н до 0,65//	т = 1,7для плоских днищ без забутки, а также для железо¬
бетонных воронок и опорных колец	m = 1,3для плоских днищ с забуткой при наибольшей тол¬
щине забутки 1,5 л и более	m = 2при наибольшей толщине забутки в пределах до
1,5 м значение коэффициента т определяется по
интерполяции;для стальных воронок в железобетонных силосах . . m = 0,8В случаях, когда при вычислении нормативного давления поправоч¬
ный коэффициента = 1, принимаютт = 1, за исключением стенок наруж¬
ных силосов и наружных звездочек в корпусах круглых силосов с шахмат¬
ным их расположением в зоне по высоте от 0,65Я до 0,85Я, где коэффи¬
циент условий работы конструкции должен приниматься равным т = 0,5.-Расчетное вертикальное сжимающее усилие от веса засыпки Ny (пере¬
дающегося через трение) на единицу длины периметра прперечного сече¬
ния определяется по формулеNy = n ~РвЯ) Р- = «Р (■ЧУ-- Рв)-	(XX. 50)В этой формуле при определении вертикального давления поправоч:
ный коэффициент принимается равным а = 1.В местах опирания на капители колонн стенки силосов должны
быть проверены на смятие.При расчете колонн и фундаментной плиты необходимо учитывать
неравномерное распределение давления по площади фундаментной плиты,
применяя метод расчета Б, Н. Жемочкина. При наличии плоского сплош¬
ного днища и фундаментной плиты> связанных между собой дополнитель¬
ными, колоннами, следует учитывать их совместную работу.
* 760	Глава XX. Специальные сооруженияв)	Прямоугольные силосыГоризонтальное растягивающее усилие N и вертикальное сжимаю:
щее усилие Ny определяются по тем же формулам, что и для круглых
силосов; в формуле (XX. 49) вместо d должен быть подставлен соответ¬
ствующий размер в свету стороны прямоугольного силоса.Изгибающие моменты, действующие в горизонтальной плоскости
в стенках силоса прямоугольного сечения, определяют, как в рамной кон¬
струкции, без учета пространственной работы. В частном случае квадратного
сечения силоса стенки рассчитываются как балки, заделанные двумя
концами; при этом пролет балки принимается равным размеру силоса
в осях стен за вычетом толщицы стенки.Коэффициент перегрузки принимается равным п = 1,3.Коэффициент условий работы конструкции при а = 2 принимается
для стенок наружных и внутренних силосов при
размерах сторон до 4 м т — 2.Для стенок со стороной больше 4 м величина
коэффициента т должна быть специально обо¬
снована.Для днищ величина т принимается как для
круглых силосов.г)	Расчет днищV^fKPff cosec ос
Рис. XX. 55весия кольца,
и равноВ стенках конической воронки
(рис. XX. 55) возникают растягивающие усилия:
NB — кольцевое, действующее в горизонтальной
плоскости, и Т — меридиональное, действующее
вдоль образующей1.Горизонтальное растягивающее усилие Мвна
единицу длины мерйдионального сечения кониче¬
ской воронки определяется из условия равно-
выделенного двумя • горизонтальными плоскостями,N=nрГл(XX. 51)где нормальное давление рЦ находят по формуле (XX. 48).Растягивающее усилие Т на единицу длины кольцевого сечения из
условия равновесия равноТ = пicrfpJJ + O(XX. 52)2тгга sin а 9где тсг\рв + G — вес столба материала выше сечения а — а и вес мате¬
риала в конусе аАа.Усилия iVB и Т в вершине конуса обращаются в нуль, а у основания
его достигают максимума.Сечение кольцевой арматурыF = ^3а mmaRa *Сечение меридиональной арматурыт*F. =mmaRa1 Обозначения усилий приняты по ТУ 124-56,
§ 129. Опары (мачты) и столбы761Расчет пирамидальной вор*Шки производится аналогично расчету
конической, только здесь необходимо учитывать изгибающие моменты
в стенках.Растягивающее усилие на единицу длины вертикального сечения(ХХ/53>Растягивающее усилие на единицу длины квадратного горизонталь¬
ного сеченият=*-*ШГЛ	(ХХ-М»Изгибающие моменты в стенках могут быть вычислены по формулам:,в пролетах	М ="Р>2,
24Л/Г	пР>2на опорах	М =	jy-(XX. 55)Плоское сплошное днище силоса рассчитывается как свободно опер¬
тая круглая плита, нагруженная равномерно распределенной нагрузкой
интенсивностью рв, определяемой по формуле (XX. 44). Толщина плиты
днища определяется по наибольшему изгибающему моменту с учетом
коэффициента перегрузки п = 1,3. При этом рекомендуется, чтобы при
выбранной толщине не требовалось поперечной арматуры, т. е. чтобы
было удовлетворено условиеQ < mRpbh0.§ 129. ОПОРЫ (МАЧТЫ) И СТОЛБЫЖелезобетон нашел применение для устройства различного рода опор
и столбов для линий электропередачи и линий связи, открытых подстан¬
ций, электрических дорог, канатных дорог, уличных фонарей и пр.
Первые опыты в этой области относятся еще к 1902 г., когда Геннебик
предложил свои первые столбы сплошного прямоугольного сечения
(высотой 7 м и сечением вверху 15 X 15 см и внизу 25 X 15 см)\ но эти
столбы не получили тогда распространения вследствие их значительного'
веса по сравнению с весом деревянных и металлических столбов. Однако
огромные преимущества железобетона в смысле длительности службы
и отсутствия расходов на ремонт 1 и в то же время большая потребность
в опорах при развитии силовых линий побудили к разработке различных
типов железобетонных опор и столбов, изготовляемых' преимущественно
заводским способом.В настоящее время благодаря заводскому изготовлению железо¬
бетонных опор и столбов удалось настолько снизить их стоимость, что
они в состоянии конкурировать с деревянными ‘ столбами и стальными
решетчатыми мачтами, особенно если принять во внимание их долговеч¬
ность и отсутствие расходов на ремонт. К преимуществам железобетон¬
ных столбов можно отнести и то, что они, представляя собой молниеотвод,
не разрушаются молнией, как, например* деревянные.1	Деревянная опора может служить б—10 лет, а в случае антисептирования дерева —
до 15 лет; металлические мачты должны окрашиваться через каждые 3—4 года; при недо¬
статочном уходе коррозия может разрушить такую мачту в течение 20—25 лет.
762Глава XX. Специальные сооружения1. Конструкции опор (мачт) и столбовСуществующие конструкции опор и столбов различаются главным
образом по способу изготовления и виду поперечного сечения, которое
может быть прямоугольным, кольцевым, многоугольным, двутавровым,
звездообразным и др.Опоры и столбы могут быть выполнены центрифугированием или
вибрированием с предварительным напряжением или без него.а)	Центрифугированные опорыОпоры кольцевого сечения из центрифугированного железобетона
получили значительное распространение (в ГДР, ФРГ, Австрии, Румынии
и др.). По своему внешнему виду они имеют сходство с деревянными
столбами.При этом способе в разъёмной форме из двух половин (у нас в стране —
неразъемной, цельнотянутой) укрепляется арматурный каркас, состав¬
ленный из продольной и спиральной арматуры, на который при быстром
вращении формы отбрасывается вводимая внутрь формы пластичная
бетонная смесь; при этом смесь равномерно распределяется по стенкам
формы, а вода из нее отжимается и бетон сильно уплотняется.Первые опыты изготовления опор таким способом относятся к 1905 г.
Центробежным способом изготовляют опоры цилиндрической или слегка
конической формы, причем внешнее очертание может быть и многогран¬
ным при обязательном круглом внутреннем очертании.Арматура конических мачт, изготовляемых (в ГДР) в одном элементе,
состоит из продольных стержней и спиралей, располагаемых с обеих
сторон продольных стержней. Весь каркас собирается машинным путем.
Места пересечения арматуры перевязываются вязальной проволокой
или свариваются, так что взаимное смещение отдельных частей арматуры
невозможно. Правильное положение арматуры в формах обеспечивается
бетонными прокладками.Железобетонные траверсы изготовляются отдельно, а затем закреп¬
ляются на столбе заливкой цементным раствором (1 : 2) через специаль¬
ные отверстия (на месте установки).Опоры изготовляются одиночные и спаренные; наибольшая высота
их достигала 36 м.В СССР впервые было приступлено к организации изготовления
центрифугированных конических мачт длиной до 18 м в 1931 г. (трест
Стандартбетон); они вошли в номенклатуру сборных железобетонных
изделий этого треста \ но дело не было доведено до осуществления.По ряду причин до 1947 г. опоры из центрифугированного железо¬
бетона у нас не находили практического применения, если не считать по¬
строенного в 1936 г. опытного участка контактной линии электрифици¬
рованного Боржомского участка Закавказской железной дороги (там
было установлено всег.о 11 опор2).В 1948—1950 гг. в Советском Союзе (в Грузии) впервые было по¬
строено 40 км опытных линий электропередачи напряжением 6-т-8 кв.На базе полученного опыта в г. Грозном построен первый завод
центрифугированных опор. Одновременно были усовершенствованы кон¬1	Стандартбетон, Сборные железобетонные конструкции и изделия, М. 1932.2	Е. Э. Михельсон, Опоры электрических воздушных линий из -центрифуги¬
рованного железобетона, ТНИИСГЭИ, Тбилиси, 1949.
$ 129. Опоры (мачты) и столбы763струкция опор, технология их изготовления и способы соединения отдель:
ных частей в цельную опору г.Первые опоры из центрифугированного железобетона были разра¬
ботаны Е. Э. Михельсоном (ТНИСГЭИ). Эти опоры в целях облегчения
транспортировки собирались из 2—3 трубчатых секций наружным диа¬
метром 20—50 см и длиной каждая 6 м при толщине стенок 4 см с приме¬
нением так называемого телескопического стыка (рис. XX. 56). Главными
недостатками этого стыка являются: уменьшение строительной длиныРис. XX. 56. Опоры линии электропередачи на 35 ква — одностоечная; б — спаренно-стоечная; в — деталь стыка; / — зазорники; 2— диафрагма;
3 — отверстие для заливки цементным растворомопоры на величину До 1,5 м и трудность производства работ в зимнее
время.В последние годы разработано соединение секций при помощи элек¬
тросварки, для чего концы свариваемых секций снабжают стальным-и
кольцами, в свою очередь приваренными к арматуре секций. Сварной
стык может выполняться в любое время года, позволяет целиком исполь¬
зовать длину секции и, как показал опыт, вполне себя оправдывает.Металлические части во избежание коррозии оштукатуривают,
а с внутренних сторон закрашивают или покрывают битумом через спе:
циальные отверстия в кольце.Конструкции опор из центрифугированных элементов могут быть:
одностоечные, сдвоенные, А-образные, портальные.Марка бетона должна быть не менее 200.Арматурный каркас состоит из продольной арматуры (сталь перио¬
дического профиля № 12—16 или Ст. 0 и Ст. 3, d = 8—16 мм) и спирали1 И. К. Качан, А. П. Анисимов, М. Я. Б е р е с т е ц к и й, Д. А. Мар¬
ченко, Дуг А. Розенберг, Опоры из центрифугированного железобетона линий
электропередачи и линий связи, Грозный, 1955.
764Глава XX. Специальные сооруженияиз проволоки d = 4 мм\ шаг спирали 12,5 см, а у концов на протяжении
50 см — 2,5 см.Для предохранения внутренней полости опоры от проникновения
в нее атмосферных осадков опора вверху заделывается бетонным наголов¬
ником.Рис. XX. 57. Центрифугированная коническая мачтаа — конструкция мачты; б — общий видТолщина защитного наружного слоя бетона должна быть не менее
8 мм, внутреннего не менее 6 мм.По подсчетам ТНИИ.СГЭИ, железобетонные центрифугированные
опоры для линий на 6—10 'кв дешевле стальных в 4 раза, а опоры линий
на 35 и 110 кв — в 3 раза.
§ 129. Опоры (мачты) и столбы765На изготовление железобетонных опор в первом случае требуется
стали в 13 раз меньше, а во втором — в 5 раз меньше, чем на стальные
опоры.В 1956 г. в СССР начато освоение центрифугированных конических
мачт из бетона марки 300, длиной 22,2 м при диаметре внизу 56 см и вверху
27 см. Арматура таких мачт (рис. XX. 57) состоит из продольных стержней
(сталь марки 25Г2С), внешней спирали из холоднотянутой проволоки
диаметром 4 мм, внутренних колец диаметром 12 мм, из стали 25Г2С
и четырех колец из полосовой стали, привариваемых к продольной арма¬
туре. Спираль прикрепляется к стержням вязальной проволокой в 30%
мест их пересечения1.б)	Вибрированные опоры и столбыОпоры и столбы с применением вибрирования вместо ручного трам¬
бования за рубежом начали изготовлять примерно в 1925 г. Они бывают
разных сечений — прямоугольного,. уменьшающегося кверху, с отвер¬
стиями для снижения веса и уменьшения площади, подверженной давле¬
нию ветра, восьмигранного пустотелого, трехреберного, двутаврового
со сплошной стенкой и с отверстиями, с решетчатой стенкой и др.В СССР вибрированные опоры также начали применяться сначала
для контактной сети электрифицированных железных дорог.В 1952 г. в НИИМостов при Ленинградском институте инженеров
железнодорожного транспорта (Г. Д. Бодров и А. М. Дежинов) были
предложены железобетонные пустотелые столбы восьмигранной формы
для контактной сети (рис. XX. 58, а), изготовляемые методом вибриро¬
вания из бетона марки 300, с образованием полости при помощи особого
телескопического сердечника из .листовой стали толщиной 1,5 мм, извле¬
каемого (лебедкой) через 1,5—2 часа после бетонирования. Опоры и столбы
для линий связи имеют тоже восьмигранное наружное очертание при
круглом, сечении полости.Размеры сечения опор: в комле 56 см и в вершине 30 см при толщине
стенки 4 см; высота опоры 13,5 м; столбы для линий связи — высотой
7—9 м. Продольная арматура из стали периодического профиля, попе¬
речная в виде спирали из проволоки диаметром 4 мм при шаге 100 мм.Примерно в это же время в ЦНИИС Минтрансстроя (Н. М. Богин)
были начаты исследования конструкции железобетонных опор открытого
профиля — двутаврового со сплошной и решетчатой стенками’, а в 1952—
1953 гг. было приступлено к установке железобетонных опор контактной
сета на участке Покровка — Подсолнечная Октябрьской железной
дороги. Перегонные опоры имеют высоту 13,5 м (надземная часть 10,5 М)
и сечение 65 сж — внизу и 35 см — вверху, а станционные—высоту 15 м;
те и другие двутаврового сечения с решетчатой стенкой и металлическим
башмаком. Недостатком этого типа опор является необходимость приня¬
тия надежных мер. против откалывания углов при транспортировании.Были еще предложены опоры прямоугольного сечения, суживаю¬
щиеся кверху, при постоянной ширине сечения 20*см и высоте от 20 см
в вершине и до 60 см в комле высотой от 10,5 до 13 м (рис. XX. 58, б); по
высоте опоры имеются сквозные отверстия, которые используются для
подъема на опору без особых приспособлений. Опоры армируются свар¬
ными каркасами, продольные стержни которых выполняются из горя¬
чекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5, а хомуты — из
Ст. 3.1	Конструкция опор разработана в Ленинградском отделении Теплоэлектропроекта.
766Глава XX. Специальные сооруженияВ последние годы у нас все большее применение находят железобе¬
тонные опоры для линий электропередачи и связи (Краснодарский край,
Николаевская область, Дальний Восток, Москва).Пон№W8-20L
По 2-2Is20,100'а/00Схема каркаса
50\wРис. XX. 58. Опоры для линий электропередачив) Предварительно напряженные опоры и мачтыВ зарубежной практике значительное применение нашли предвари-5
тельно напряженные железобетонные опоры (мачты) разных форм и сече¬
ний. Можно указать на применение опор двутаврового сечения в Швеции,
двутавровых опор с раскосной решетчатой стенкой, а также трехстерж¬
невых опор — во Франции, решетчатых безраскосной конструкций в Че¬
хословакии и др.Еще в 1933 г. под руководством Фрейссине во Франции была изго¬
товлена первая тысяча предварительно напряженных опор для контакт¬
ной сети, причем они находятся в настоящее время в отличном состоянии.Здесь укажем на две конструкции опор: так называемые трехстержне¬
вые опоры и трубчатые мачты для высоковольтной линии (225 кв).Трехстержневая опора (рис. XX. 59, .а) составляется из
отдельных легких элементов, доставка которых на место установки не
представляет затруднений.Предварительное напряжение в опоре используется не только по
прямому назначению для улучшения сопротивления внешним силам,
но и для соединения отдельных элементов в одно целое. Жесткость опоры
§ 129. Опоры (мачты) и столбы767обеспечивается соединением трех стержней при помощи поперечных диа:фрагм.	„Опора образуется из элементов четырех видов: оголовка, стержней
(ветвей), диафрагм и фундаментной части.Оголовок изготовляется в форме усеченной пирамиды ^и имеет на
конце площадку, достаточную для пропуска напрягаемой арматуры
и заанкеривания ее в вершине.Три стержня состоят из 'эле¬
ментов, число и сечение которыхлРис. XX. 59. Предварительно напряженные опорыа — трехстержневые; б — мачта из трубчатых элементов для линий передачи на 225 ке(Франция)меняются в зависимости от высоты опоры; они могут иметь шестигранную
или цилиндрическую форму при одинаковой длине. Через цилиндриче¬
ские каналы этих элементов пропускается арматура и после ее натяже¬
ния в каналы нагнетается цементный раствор.Диафрагмы изготовляются из железобетона, но могут быть и метал¬
лические, покрытые антикоррозийной защитой.	;гЧто касается фундаментной части опоры, то она принимается равной
глубине заложения и имеет сечение, уменьшающееся с глубиной.'При постепенном нанизывании на арматуру (по 4^5) элементов стерж¬
ней и диафрагм между ними укладываются прокладки из волокнистого
материала (асбеста), чем достигается сухое уплотнение сты*ков. Арматура
заканчивается в фундаментной части обычным конусным анкером.Материал в опорах используется с максимальной эффективностью,
так как он расположен по периметру сечения. Марка бетона 600.Для напряжений выше 150 кв изготовление мачт из обычного железо¬
бетона перестает быть целесообразным’. Применение же предварительного
напряжения ..позволяет создавать конструкции мачт, интересные в тех¬
ническом и экономическом отношениях.
768Глава XX. Специальные сооруженияI|Ит3150/ шаг 200ЛЁзТ+-200-40(hI§ По 2-235к35Трубчатая мачта для линии с напряжением 225 кв была разра¬
ботана после тщательного исследования. Ствол мачты и разветвления
в виде буквы V составлены из трубчатых элементов, хорошо сопротив¬
ляющихся кручению (рис. XX. 59, б). Сборка мачты также осуще¬
ствляется путем предваритель-
чоо	£=	ного натяжения арматуры.По/'1	Элементы изготовляютсях°мут05 на заводе и затем транспор¬
тируются на монтажную плог'
щадку. Сборка производится по¬
следовательно: по мере того
=55 как каждый элемент устанав¬
ливается на место, он стяги¬
вается двумя пучками из 12
проволок диаметром 5 мм, при¬
чем конусные анкеры опираются
на бетонное кольцо в торце
каждого элемента. Таким обра¬
зом, число арматурных пучков
в сечении уменьшается в соот¬
ветствии с изменением изгибаю¬
щего момента п© высоте.В утверждённый Госстроем
СССР «Каталог унифицирован¬
ных сборных железобетонных^	-Щ изделий и конструкций для про-мышленного строительства»
(1957 г.) включен только один
тип предварительно напряжен¬
ных опор для линий электро¬
передач на 3—10 кб — прямо¬
угольного сечения, со сквоз¬
ными отверстиями (рис. XX. 60),
UooA	подобный опорам без предва¬рительного напряжения (рис.
напря- XX. 58, б). Эти опоры при
общей высоте 13—15 м арми¬
руются высокопрочной прово-
(ГОСТ 8480-57) и круглой сталью1По 3-3Ж5§нЧг'70•—10L ^Рис. XX. 60. Типовая предварительно
женная опора на 3 — 10 /селокои периодического профиля
Ст. 3; бетон марки 400*.2. О расчете опор (мачт) и столбовДля опор и столбов внешними силами являются: собственный вес
проводов, тросов, изоляторов и опор, вес льда и снега (гололеда), давле¬
ние ветра на опору, провода и тросы, покрытые гололедом или свободные
от него, затем силы, вызываемые колебаниями температуры. Существую¬
щие правила проектирования исключают возможность одновременного
наибольшего действия на опору температуры, ветра и льда**. Например,
давление от ветра на провода, свободные от гололеда, определяется при
скорости ветра 25 м/сек, а на провода, покрытые гололедом, — 10 м/сек.Разработаны Ленинградским Промстройпроектом.* А. А. Глазунов, Электрические сети и системы, Госэнергоиздат, 1954;
Министерство электростанций СССР, Правила устройства электротехнических уста¬
новок, Госэнергоиздат, 1949.
§ 129. Опоры (мачты) и столбы769На размеры опор, а также и на схему опоры оказывают влияние
расстояние между проводами, расположение проводов на опоре и высота
точек подвеса проводов над уровнем земли. Эта высота в свою очередь
связана с пролетом воздушной линии. При увеличении пролета на линии
увеличивается стрела провеса (пропорциональная /2), а следовательно,
и высота опоры.При расчете опор, служащих для подвески проводов, различают
опоры промежуточные (перегонные) на прямых участках линии,,
угловые в местах поворота линии, анкерные (натяжные),
создающие прочные, неподвижные точки на линии, и конечны еу
подверженные тяжению только с одной стороны.Промежуточные опоры испытывают в поперечном направлении боль¬
шие усилия от действия ветра на самую опору и обледенелые провода,
чем в направлении линии. При расчете угловых опор принимается тяже-
ние, равное равнодействующей из тяжений проводов обоих направлений.Опоры независимо от их типа должны рассчитываться на нагрузки
нормальных и аварийных режимов работы линии.При нормальных режимах работы предусматриваются следующие
условия: а) провода и тросы не оборваны и свободны от гололеда и б) про¬
вода и тросы не оборваны и покрыты гололедом.При этом должны учитываться климатические условия.При аварийных режимах работы для разного типа опор установлены
различные расчетные условия (отличающиеся главным образом коли¬
чеством оборванных проводов и тросов).Опоры должны быть также рассчитаны на те усилия, которые в них
могут появляться при доставке и установке на место.Сечения опор работают на осевое сжатие и на изгиб, но так как сжи¬
мающие усилия от собственного веса, льда и пр. сравнительно незна¬
чительны, то нередко опоры рассчитываются только на изгиб.При значительном выносе траверс необходимо учитывать и скручи¬
вающие усилия, считаясь с неравномерностью натяжения проводов
и с возможностью обрыва части их. При этом скручивающие усилия обычно
воспринимаются самим бетоном, и только в некоторых случаях представ¬
ляется необходимым армирование опоры специальной спиральной обмот¬
кой в верхней части; книзу, с увеличением поперечного сечения опоры,
касательные напряжения от скручивания понижаются.Подбор сечений железобетонных опор и столбов разных сечений
производится обычным путем по НиТУ 123-55 и СН 10-57.В заключение заметим, что у нас накоплен достаточный опыт проекти¬
рования и строительства линий электропередачи на металлических и дере¬
вянных опорах и почти отсутствует опыт по линиям на железобетонных
опорах. Поэтому в первое время правильные решения можно будет полу¬
чить только путем сравнительных технико-экономических расчетов; это
потребует затраты значительного количества труда.
Г Л А В А XX!МЕТОДЫ УСИЛЕНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙЦель усиления — восстановить или повысить несущую способность
и жесткость конструкции.Усиление железобетонных конструкций приобретает у нас актуаль¬
ное значение в связи с внедрением новой техники и технологии производ¬
ства, а также и в связи с расширением производств на имеющихся пло¬
щадях. Решение о возможности и целесообразности усиления железобетон¬
ной конструкции, а также выбор метода усиления в каждом отдельном
случае зависят от состояния конструкции, эксплуатационных требований,
величины свободных габаритов, а также стоимости усиления по сравнению
с выполнением новой конструкции.Существуют два основных метода усиления железобетонных кон¬
струкций: 1) увеличение сечения элементов наращиванием или устрой¬
ством рубашек и односторонних накладок с добавлением и приваркой
арматуры 1 и 2) изменение статической схемы конструкции или изменение
ее напряженного состояния путем разгрузки \Первый метод позволяет существенно увеличить несущую способ¬
ность как неповрежденных, так и поврежденных конструкций. Он прошел
достаточную проверку в процессе лабораторных испытаний и практики
капитального усиления и восстановления зданий и сооружений.Второй метод, относительно новый, путем применения предварительно
напряженных элементов позволяет значительно увеличить несущую спо¬
собность в основном исправных конструкций. Он отличается достаточной
простотой и быстротой выполнения и может быть применен без остановки
производства, что является его ценным преимуществом. Он также прошел
достаточную проверку в процессе лабораторных испытаний и практике
усиления изгибаемых элементов.§ 130. УСИЛЕНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
МЕТОДОМ НАРАЩИВАНИЯ1.	Усиление плитПлиты монолитных ребристых перекрытий и сборные плиты, уло¬
женные по металлическим или железобетонным балкам, могут быть уси¬
лены несколькими способами.1)	Если можно обеспечить надежное сцепление нового бетона со ста¬
рым, то по верху плиты укладывают слой нового бетона толщиной не менее3.	см. Усиленная таким путем плита рассматривается как Монолитная
(рис. XXI. 1,а).1	ЦНИПС, Инструкция по усилению железобетонных конструкций» Стройиздат,
1942; ЮжНИИ, И. М. Литвинов, Инструкция по усилению и восстановлению железо¬
бетонных конструкций методом инж. И. М. Литвинова, Харьков, 1948.2	Н. М. Онуфриев, Усиление железобетонных конструкций изменением их
конструктивной схемы, Стройиздат, 1949; его же, Простые способы усиления железо¬
бетонных конструкций промышленных зданий, Госстройиздат, 1958.
§ 130. Усиление основных железобетонных элементов методом наращивания 7712)	Если невозможно обеспечить* надежное сцепление нового бетона
со старым из-за промасленности или глубокой загрязненности плиты,
то поверх нее бетонируют новую плиту толщиной не менее 5 см. Эта плита
конструируется как разгружающая и армируется сварными сетками
на действие пролетных и опорных моментов, причем полезная нагрузка
распределяется между старой и новой плитами пропорционально их
жесткости (рис. XXI. 1, б).3)	Если невозможно или нецелесообразно усилять монолитную плиту
поверху (ввиду невозможности разборки чистого пола, демонтажа обо:а)ктттнжтшюяьтптг5ФшМеста приборки, новой,
арматуры“Рис. XXI. 1. Способы усиления железобетонных плитрудования), то усиление производят снизу путем приварки к существую¬
щей пролетной арматуре плиты дополнительной арматуры посредством
коротышей с нанесением слоя торкрет-бетона толщиной не менее 2 см\
предварительно в местах приварки новой арматуры защитный слой бетона
удаляют. При расчете принимают, что оба слоя бетона с усиленной арма¬
турой работают как одно монолитное целое (рис. XXI. 1, в).4)	Перекрытия из сборных железобетонных плоских или ребристых
плит по металлическим балкам усиливают, укладывая сверху слой бетона
толщиной не менее 3 см, причем для превращения усиленной плиты
в неразрезную монолитную конструкцию должны быть обеспечены надеж¬
ное сцепление нового бетона со старым и плотное заполнение раствором
швов между отдельными плитами. При узких швах рекомендуется заче^
канка их жестким раствором (рис. XXI. 1, г).Если при сборных плитах невозможно обеспечить сцепление нового
бетона со старым, то новая плита, забетонированная сверху, толщиной
не менее 5 см, рассматривается как разгружающая конструкция и арми¬
руется, как указано выше.
772Глава XXI. Методы усиления железобетонных конструкций2.	Усиление балокОсновным методом усиления железобетонных балок и ригелей является
способ И. М. Литвинова, сущность которого состоит в том, что устанав¬
ливаемая для увеличения несущей способности дополнительная арматура
приваривается к обнажаемой арматуре усиливаемой конструкции.
а)\еиТ150Y| приварки хомута,Рис. XXI. 2. Способы усиления железобетонных балокВ случае, если необходимо небольшое увеличение несущей способ¬
ности балки, достаточно увеличить количество рабочей арматуры путем
приварки дополнительных стержней к освобожденной от защитного слоя
существующей арматуре с последующим их оштукатуриванием цемент¬
ным раствором или же нанесением слоя торкрет-бетона (рис. XXI. 2, а).
Дополнительные стержни следует приваривать шпоночными швами через
каждые 50—100 см непосредственно к существующим стержням арматуры
.или с прокладками в виде коротышей круглой стали диаметром 10—30 мм
ю длиной 8—20 см.' В этом случае высота сечения усиливаемого элемента
увеличивается на 2—8^см.При необходимости большего повышения несущей способности нара¬
щивают сечение по высоте снизу с установкой дополнительной рабочей
арматуры (рис. XXI. 2, б) путем приварки к существующей продольной
арматуре отгибов и уток, вертикальных или наклонных хомутов. Диа¬
метр привариваемой поперечной арматуры рекомендуется брать от 12
до 20 мм. Эту арматуру следует приваривать вразбежку к разным стержням
арматуры, отдавая предпочтение хорошо закрепленным в бетоне.
§ 130. УсйЛёнае основных желёзобеГбнкЫх элементов методом наращивания 773Размеры швов назначают, исходя из условий равнопрочности швов
и привариваемых стержней арматуры.Минимальные размеры (длину) сварных швов принимают равной:
при двустороннем шве 4 диаметрам привариваемого стержня, а при одно:
стороннем 6 диаметрам.Во всех случаях усиления односторонним наращиванием снизу допол¬
нительные стержни у опор должны быть надежно заанкерены приваркой
концов, отогнутых под углом 45—30°, к существующей арматуре, привари
кой уток к старой и новой арматуре или же приваркой концов стержней к
арматуре колонн с установкой на этих участках колонн дополнительных
хомутов.В балках могут быть а)
местные повреждения в
виде единичных или сгруп- Шшпированных на небольшой L*длине трещин, которые ]	влекут за собой частичную
потерю несущей способно¬
сти балки. В этих случаях Ц)
достаточно только мест¬
ное усиление балки, ко¬
торое может быть произ¬
ведено различными спосо¬
бами.При наличии косых
трещин, появившихся из- Рис* XXI- 3* Способы местного усиления балок
за недостатка поперечнойарматуры, могут быть установлены в местах трещин вертикальные
(рис. XXI. 3, а) или наклонные (рис. XXI. 3, б) хомуты из полосовой
или круглой стали; хомуты с нарезкой натягивают при помощи гаек,
а сварные — забивкой металлических клиньев. При наличии вертикаль¬
ных или крутых косых трещин на значительной длине балки (рис. X XI. 3, в)
под хомуты следует подкладывать уголки или швеллеры. Хомуты, уголки
и пр. оштукатуриваются цементным раствором по металлической сетке
или покрываются слоем торкретбетона.3.	Усиление колоннУсиление железобетонных колонн часто производится путем устрой^
ства рубашек, армированных продольными стержнями и хомутами
(рис. XXI. 4, а) или спиралью (рис. XXI. 4, б), учитываемой при расчете.Расстояние между хомутами принимается не более 10-кратного диа¬
метра дополнительной продольной арматуры. В местах сопряжения ру¬
башки с перекрытиями или фундаментом расстояние между хомутами
уменьшается вдвое на длине, равной наименьшему размеру поперечного
сечения колонны.Толщина стенок рубашки должна быть не мене^ 5 см, если она выпол¬
няется в опалубке, и не менее 3 см — при выполнении ее торкретирова¬
нием. Перед усилением углы колонны следует окалывать.Если устройство четырехсторонней железобетонной рубашки оказы-.
вается затруднительным (у температурных швов, в пристенных колоннах
и др.), то такие колонны усиливают, увеличивая их сечение с одной или
двух сторон по методу И. М. Литвинова. При этом, если необходимо незна^
чительное увеличение несущей способности, можно ограничиться привар:
774Глава XXI. Методы усиления железобетонных конструкцийкои дополнительной продольной , арматуры посредством коротышей
(рис. XXI. 4, в)\ при необходимости значительного усиления сечение
колонны увеличивается не менее чем на 10 см и дополнительная арматура
соединяется со старой посредством приваренных хомутов (рис. XXI. 4, г).Усиление колонн может производиться как по всей высоте, так
и местное — на наиболее напряженных или поврежденных участках;
при местном усилении рубашка перепускается за пределы поврежденного
участка в обе стороны на длину наименьшего размера сечения, но не
менее 50 см.о)б)Рис. XXI. 4. Способы усиления колоннПри усилении монолитных многоэтажных колонн для пропуска
вертикальной арматуры и облегчения бетонирования в плите перекрытия
пробивают отверстия, а в пределах пересечения балок с колонной устраи:
вают уширение-капитель.4.	Усиление фундаментов колоннВ зависимости от величины дополнительных нагрузок, передающихся
через колонны, фундаменты могут быть усилены без увеличения пло¬
щади подошвы (рис. XXI. 5, а) и с увеличением площади подошвы
(рис. XXI. 5, б); иногда могут потребоваться подводка дополнительных
(набивных) свай и устройство железобетонных подушек для передачи
нагрузок на сваи (рис. XXI. 5, в).Во всех случаях нижнюю часть колонны усиливают железобетонной
рубашкой.
§ 130. Усиление основных железобетонных элементов методом наращивания 778Для ^обеспечения сцепления нового бетона со старым поверхности
пирамидальных и ступенчатых фундаментов обрабатываются, как ука¬
зано ниже (п. 6), и, кроме того, в бетоне вырубаются горизонтальные
штрабыгборозды глубиной до 5 см.р.пг8Рис. XXI. 5. Способы усиления фундаментов5.	Особенности расчетаНеповрежденные элементы железобетонных конструкций,
усиленные наращиванием или устройством рубашек, .рассчитываются как
монолитные на полную повышенную нагрузку.Поврежденные, или дефектные, элементы, усиленные теми
же способами, также рассматриваются как монолитные и рассчитываются
на полную повышенную нагрузку. Исключением-являются случаи, когда
конструкция не может быть полностью восстановлена, например, когда
поврежденные огнем (при пожаре) или длительным действием высоких
температур участки бетона не могут быть заменены при усилении добро-
качественным бетоном, при значительных повреждениях старой арматуры
коррозией, при снижении прочности бетона от агрессивных или других
воздействий. В этих случаях должна учитываться пониженная несущая
способность усиливаемой конструкции в соответствии с характером и раз;
мерами ее повреждений.При подборе сечения элементов, усиливаемых односторонним нара¬
щиванием, ширина оставляется без изменений, а рабочая высота увели-;
чивается: при небольшом повышении несущей способности— на 2—8 см,
а при значительном ее увеличении — на 10 см и более (редко более 20 см).Количество дополнительной продольной арматуры определяют с уче¬
том старой арматуры при новой расчетной высоте сечения усиливаемого
элемента.При расчете продольной арматуры необходимо учитывать возможч
ность некоторого пережога старой арматуры в процессе приварки к ней
дополнительных стержней. В зависимости от качества электросварочных
776	Глава XXI. Методы усиления железобетонных конструкцийработ уменьшение рабочего сечения старой арматуры от пережога »Кюжет
достигать 25%.Привариваемые к продольной арматуре хомуты, коротыши, косые
стержни и прочие элементы поперечной арматуры условно рассчитываются
на срез и,должны полностью воспринимать сдвигающую силу, действую¬
щую в плоскости сопряжения. При этом, учитывая возможность местных
перенапряжений при перераспределении усилий в элементах, необходимо
увеличивать требуемую по расчету площадь сечения привариваемой
поперечной арматуры по крайней мере на 25%.При усилении неразрезных балок и ригелей рам допустимы расчет
и усиление пролетных сечений, как для разрезных однопролетных эле-
ментов, с учетом пластического перераспределения усилий в статически
неопределимых конструкциях.6.	Особенности производства работРаботы по усилению и восстановлению железобетонных конструкций
должны производиться с исключительной тщательностью и с соблюдением
всех правил техники безопасности.Сильно * разрушенные участки с полным нарушением связи между
арматурой и бетоном, а также бетон, потерявший прочность от раздроб¬
ления в сжатой зоне, от действия высоких температур при пожаре, от
различных агрессивных воздействий и пр., наконец, участки, поврежден-;
ные раковинами, образовавшимися вследствие недоброкачественного про:
изводства работ, подлежат удалению или расчистке.Бетон, потерявший прочность, удаляют полностью до глубины, где
он не выкрашивается и не издает глухого звука при простукивании
молотком.При небольших объемах работ удаление поврежденного бетона
производится при помощи зубила и кувалды; при значительных объемах
следует применять отбойные молотки, электромолотки или другие меха¬
низированные инструменты.Расчистку поврежденного бетона следует вести осторожно, не допу:
ская повреждения соседних целых частей конструкции.. В местах приварки дополнительной арматуры удаляют защитный
слой бетона и обнажают продольные стержни существующей арматуры
до половины их сечения.. Удаление защитного слоя со стороны растянутой
зоны не оказывает существенного влияния на прочность усиливаемой
конструкции, но это справедливо только в том случае, если армирование
выполнено без стыков внахлестку. Наоборот, удаление защитного слоя
со стороны сжатой зоны вызывает временное снижение прочности кон¬
струкции. Поэтому удаление его следует вести с особой осторожностью,
с устройством в необходимых случаях предварительных креплений.Обнаженные стержни арматуры должны тщательно очищаться сталь-5
ными щетками или другим способом от загрязнения, ржавчины или ока-;
лины. При значительном повреждении стержней старой арматуры корро-
зией пленку удаляют зубилом или молотком, после чего производят
очистку стальной щеткой. Места расположения сварных швов должны
очищаться особенно тщательно.Монтаж заготовленной арматуры производится после обработки
поверхностей сопряжения старого бетона с новым.Для обспёчения надежного сцепления нового бетона со старым
с поверхности бетона удаляют штукатурку, отставшие и поврежденные
куски бетона, строительный мусор, пыль и т. п. Затем в местах, где защит¬
ный слой не удаляют, поверхность бетона насекают зубилом и обрабатьн
вают металлической щеткой.
'§ /ЗД Усиление железобетонных элементов путем изменения статической схемы 777ЛоелФ установки арматуры поверхность бетона промывают струей
воды под напором и затем поддерживают во влажном состоянии до момента
нанесения слоя нового бетона.Непосредственно перед бетонированием с горизонтальных поверх¬
ностей старого бетона должны быть удалены оставшиеся лужицы воды.Установку опалубки, как правило, производится после монтажа
арматуры, причем обычно она подвешивается к арматуре усиления.
Для. удобства 'загрузки бетонной смеси в опалубку устраиваются загру¬
зочные воронки, размещаемые вдоль балки на расстоянии 1—1,5 м одна
от другой, или сплошной загрузочный желоб по всей длине опалубки.Бетонная смесь при ручной ее укладке со штыкованием и тщательным
простукиванием по опалубке должна быть пластичной, с осадкой конуса
не менее 10 см, а при внутреннем или наружном вибрировании.— не
менее 3 см. Нанесение тонких слоев — толщиной от 2 до 8 см — следует
производить посредством торкретирования, или оштукатуривания раствор
ром заданной прочности.При усадке нового бетона в местах его сопряжений со старым соз¬
даются благоприятные условия для образования трещин. В сжатых эле¬
ментах и в сжатой зоне изгибаемых элементов это не имеет существенного
значения. Но в тех местах конструкции, где через стык нового бетона со
старым передаются большие срезывающие силы, возможно образование
сквозных трещин, опасных для прочности конструкции. Для уменьшения
усадки следует применять возможно более жесткие бетонные смеси с тща¬
тельным уплотнением их вибраторами. В этом отношении существенное
улучшение вносит применение безусадочного, слабо расширяющегося
бетона, уже прошедшего практическую проверку. Этот бетон, вслед-
ствие расширения будет плотно прилегать к подготовленным поверхностям
старого бетона и надежно с ним сращиваться.Расширяющийся цемент можно рекомендовать для усиления конЗ
струкций, подверженных динамической нагрузке.С целью обеспечения нормального нарастания прочности бетона
необходимо по крайней мере первые 7 дней производить ежедневно увлажз
нение бетона поливкой.§ 131. УСИЛЕНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
ПУТЕМ ИЗМЕНЕНИЯ СТАТИЧЕСКОЙ СХЕМЫНиже будут рассмотрены только новые простые и достаточно эффек¬
тивные методы усиления железобетонных конструкций, основанные
на принципе изменения статической схемы конструкции или изменения
ее напряженного состояния. Методы усиления по этим принципам изги¬
баемых, сжатых и внецентренно сжатых элементов разработаны в послед:
ние годы Н. М. Онуфриевым1.1.	Усиление изгибаемых элементовИзменение первоначальной конструктивной схемы изгибаемых эле^
ментов со. значительным увеличением их несущей способности достигается
превращением балочных конструкций во внецентренно сжатые.Исходя из этого положения, разработаны три вида «затяжек усиле¬
ния», — горизонтальных, шпренгельных и комбинированных, подвер¬
гаемых предварительному натяжению.1 Н. М. О н у ф р и е в, Простые способы усиления железобетонных конструк¬ций промышленных зданий, Госстройиздат, 1958.
778	Глава J(XJ’ Методы усиления железобетонных конструкцийНа рис. XXI. 6, а показано усиление балочных конструкций ,при
помощи горизонтальной затяжки усиления, на рис, XXI. 6, б-^цшрен1-
гельной затяжки усиления и на рис. XXI. 6, в — комбинированной затяж¬
кой, состоящей из горизонтальной и шпренгельной затяжек.Затяжки усиления выполняются из двух, а в некоторых случаях
из четырех тяжей, предварительное напряжение которых осуществляется
стягиванием тяжей попарно при помощи болтового устройства.Относительно небольшим сближением тяжей в них достигается зна¬
чительное предварительное напряжение, которое создает в балочной кон¬
струкции обжатие, существённо влияющее на повышение несущей способ¬
ности и жесткости усиливаемого элемента. Например,с приданием затйжке
незначительного уклона в 0,035 в ней развивается напряжение около
1300 кг/см2 при напряжении в натяжном устройстве только 46 кг/см2.
Поэтому натяжное приспособление может быть очень простым — в виде
болта. Для придания тяжам затяжки заданного уклона предубматри§
ваются специальные ограничители.Таким образом, при надежном соединении затяжки с опорами уси¬
ливаемого железобетонного элемента получается единая система, рабо¬
тающая совместно. Каждое загружение будет вызывать в новой системеРис. XXL 6. Способы усиления балочных конструкций предварительно напряженнымизатяжками1 — натяжной болт; 2— шайба-упор; 3 — тяжи-затяжки; 4 — опорный анкер из швеллера; 5 — под¬
кладки из круглого стержня; 6 — отверстие в плите, заделываемое после установки анкета; 7 —
уголковый упор; 8 — анкеры уголкового упора; 9 -тяжи-затяжки; Л? — подкладки из Колосовойстали
§ 131. Усиление железобетонных элементов путем изменения статической схемы 779натяженйё в затяжке, которое будет передаваться опорами и вызывать
в элементе сжимающие усилия, а на опорах — изгибающие моменты
вследствие внедентренного приложения сжимающих усилий.Повышения предварительного напряжения затяжек можно достиг:
нуть также введением промежуточных распорок между тяжами.Детали прикрепления различных типов затяжек к усиливаемым
конструкциям достаточно просты и понятны из рисунков; они требуют
ничтожных реконструктивных работ (на ограниченных участках), что
позволяет успешно применять этот метод усиления в действующих цехах,
не прерывая в них производства.Для предохранения затяжек от коррозии может быть применено
оштукатуривание их цементным раствором по сетке, а в цехах без повы:Рис. XXI, 7. Усиление напряженными шпренгельными затяжками перекры¬
тия на заводе «Красный треугольник» (Ленинград)шенной влажности и пожарной опасности можно ограничиться окрас^
кой масляной или эмалевой краской.Для расчета различных типов затяжек усиления выведены формулы
из условия совместной работы балок с затяжками как статически неопре¬
делимых комбинированных систем.Составлены и расчетные таблицы, использование которых ускоряет
и упрощает проектирование разных типов затяжек усиления при разных
видах загружения.Для проверки эффективности усиления конструкций с разными
типами затяжек усиления в Ленинградском инженерно-строительном инсти¬
туте в 1950—1953 гг. были проведены экспериментальные исследования
(до разрушения) с параллельным испытанием кортрольных балок без
затяжек. Эти испытания подтвердили эффективность усиления балок
затяжками, причем сравнение теоретических разрушающих нагрузок
с экспериментальными показало их достаточно близкую сходимость.
Затем было произведено испытание ребристого перекрытия, усиленного
затяжками на Ленинградском гидролизном заводе. Успешно выполнены
усиления перекрытий затяжками на заводе «Красный треугольник», на
фабрике «Скороход» (в Ленинграде) и на ряде корпусов гидролизных
заводов, а также других промышленных предприятий.
780Глава XXL Методы усиления железобетонных конструкцийНа рис. XXI. 7 показан общий вид междуэтажного перекрытия,
усиленного (под полезную нагрузку 700 кг/м2 , против прежн^ —
400 кг/м2) с помощью шпренгельных затяжек на заводе «Красный тре¬
угольник».Следует отметить, что действительные величины предварительных
напряжений в тяжах были несколько ниже теоретических (в пределах
до 15%), что объясняется наличием неучтенного расчетом обмятия опорных
частей тяжей.При испытании балок со шпренгельными затяжками усиления
было установлено, что наличие трения в местах перегиба тяжей должно
учитываться, и при эксплуатационной нагрузке средний коэффициент тре¬
ния может быть принят на основе экспериментов равным 0,45, что было
учтено в соответствующих расчетных формулах.	'Наконец, в 1953 г. были проведены испытания статически неопре¬
делимых систем в виде двухпролетных неразрезных балок (13 балок).
Целью этих экспериментов была проверка возможности усиления нераз¬
резных балок затяжками усиления только в пролетах, учитывая
пластические деформации при перераспределении усилий.Испытания показали хорошую сходимость теоретических вычислений
и экспериментальных данных; например, в тяжах затяжек среднее откло¬
нение было 0,35% при наибольшем отклонении — 4%.Результаты этих экспериментов показали, что благодаря наличию
пластических деформаций и происходящему перераспределению усилий
возможно обходиться усилением одних только пролетов, без усиления
балок на опорах.2.	Усиление сжатых и внецентренно сжатых элементов (колонн)Для усиления сжатых и внецентренно сжатых элементов применяются
предварительно напряженные распорки усиления, которые могут бытьРис. XXI. 8. Усиление элементов напряженными распоркамиа — сжатых; б — внецентренно сжатых; / — упоры из уголков; 2 — планки; 3 — стяжные болты;
4 — натяжной болт; 3 — планки, привариваемые' после установки распорок; 6 — распоркидвухветвенными и одноветвенными. Каждая ветвь составляется из пары
уголков, связанных между собой соединительными планками на сварке
(РИС; XXI. 8).
§ 131. Усиление железобетонных элементов путем изменения статической схемы 781Устййовка каждой ветви распорки (в двух углах колонны) произво¬
дит^ с йерегибом в середине длины, причем для облегчения перегиба
в боковых полках уголков делаются надрезы.Предварительное напряжение в ветвях распорок достигается взаим¬
ным стягиванием ветвей попарно между собой, а при односторонних рас¬
порках— их подтягиванием к боковой поверхности колонны. Этим путем
в ветвях создаются значительные напряжения с одновременной разгрузи
кой колонны.Обе ветви распорок после их выпрямления скрепляются между собой
приваркой к полкам уголков соединительных планок. При односторон¬
них распорках, применяемых для некоторых внецентренно сжатых эле¬
ментов, планки привариваются одним концом к распоркам, а другим к спе¬
циальным крепежным уголкам, установленным у противоположной поверх-:
ности колонны.Распорки, заготовленные заранее, могут быть установлены на место
при выполнении небольших работ по удалению поверхностного слоя
бетона в местах установки упоров из обрезков уголков под концами рас:
порок вверху и внизу.Так же как и затяжки усиления, распорки могут быть оштука¬
турены по сетке или окрашены масляной или эмалевой краской, в завит
сймости от влажности воздуха в помещении или его пожароопасности.Для проверки работы распорок усиления в 1951—1953 гг. в Ленин¬
градском инженерно-строительном институте были проведены эксперимен¬
тальные исследования, которые дали хорошую сходимость с теоретическими
подсчетами. Также была подтверждена приемлемость расчетных формул,
выведенных из условий совместной работы' бетона колонн и распорок.
В этом случае тоже были получены завышенные теоретические величины
напряжений в распорках, доходившие до 9% и объясняемые тем, что не
было учтено обмятие бетона у торцов распорок.
ПРИЛОЖЕНИЯПРИЛОЖЕНИЕ IНОРМАТИВНЫЕ И РАСЧЕТНЫЕ НАГРУЗКИ И КОЭФФИЦИЕНТЫ ПЕРЕГРУЗКИ
ДЛЯ ГРАЖДАНСКИХ И ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ»№п/пВиды нагрузокНорматив¬
ная на¬
грузка
в кг/м*КоэффициентперегрузкиРасчетная
нагрузка
в кг/м3А. Нагрузки на перекрытия1Нагрузки в чердачных помещениях (без
учета специального оборудования: вен¬
тиляционных камер, водяных баков,
моторов и т. п.)	751.41052Нагрузки в квартирах, лечебных учреж¬
дениях (за исключением вестибюлей и
залов, где возможно массовое скопление
посетителей), детских садах, детских
яслях с учетом веса обычного оборудо¬
вания 	1501,42103Нагрузки в общежитиях, конторах, класс¬
ных комнатах, бытовых помещениях
промышленных цехов с учетом веса обыч¬
ного оборудования 	2001.42804Нагрузки в коридорах общежитий, контор
и бытовых помещений	3001.33905Нагрузки в залах столовых, ресторанов,
аудиторий с учетом веса обычного обо-3001,33S06Нагрузки в залах и коридорах театров,
кино, клубов, школ, вокзалов, на три¬
буны 	4001.24807Нагрузки в производственных помещениях
промышленных предприятий, складах,
торговых залах магазинов — по техноло¬
гическим данным, чо не менее	4001По данным* %
устанавливае¬
мым техниче¬
скими усло¬
виям^, или по
фактическим
данным,* но не
менее 1,2—8Нагрузки в книгохранилищах, архивах —
по действительной нагрузке, но не менее5001.2600■ СНиП, И-Б. 1, § 4.
784ПриложенияПродолжение№п/пВиды нагрузокНорматив¬
ная на¬
грузка
в кг/м2КоэффициентперегрузкиРасчетная
нагрузка
в кг/м29Нагрузки на обслуживающие площадки
в цехах, на которых исключена возмож¬
ность загрузки оборудованием и мате¬
риалами, и галереи для легких транс¬
портеров — по техническим условиям
или фактическим данным, но не менее . .200По данным,10Нагрузки в вестибюлях, на лестницы,
террасы и балконы:а) в зданиях и помещениях, указан¬
ных в пп. 2 и 3	300устанавливае¬
мым техниче¬
скими услови¬
ями, или по
фактическим
данным, но не
менее 1,21.4420б) во всех прочих зданиях и помеще¬
ниях 	4001.456011Б. Разные нагрузкиВертикальные и горизонтальные нагрузки
от кранов 	По про¬1.312Гидростатическое давление жидкостей . . .ектнымданнымТо жеU13Давление и собственный вес сыпучих тел
и грунта 	По данным,	14Давление газов	пустанавливае¬
мым техниче¬
скими усло¬
виями, или по
фактическим
данным, но не
менее 1,2То же15Собственный вес конструкций за исключе¬
нием конструкций, указанных в п. 16D1.1	16Собственный вес термоизоляционных плит
и засыпок	1>1.2	Пр имечания. 1. При расчете конструкций перекрытий следует учитывать
действительное распределение нагрузок на отдельные элементы конструкций перекры¬
тий (второстепенные и главные балки и т. п.).2.	Нагрузки на перекрытия даны без учета веса перегородок. Вес перегородок
учитывается по фактическим данным в зависимости от конструкций перегородок и ха¬
рактера их опирания на перекрытие с коэффициентом перегрузки 1,1.
Приложение II785ПРИЛОЖЕНИЕ IIМОМЕНТЫ И ПОПЕРЕЧНЫЕ СИЛЫ НЕРАЗРЕЗНЫХ БАЛОК С РАВНЫМИ
ПРОЛЕТАМИ ПРИ РАВНОМЕРНО РАСПРЕДЕЛЕННОЙ НАГРУЗКЕ
И ПРИ СОСРЕДОТОЧЕННЫХ НАГРУЗКАХДля равномерно распределенной нагрузкиМ = kpl2 И Qa kipl.Для сосредоточенных нагрузокM=*kPl и Я^кгР;
к и ki — соответствующие табличные коэффициенты.Таблица II. 1Двухпролетные балкиСхема нагрузкиПролетные моментыОпорныемоментыПоперечные силыMtAfsMBQaQBQcDiiiinifMmmiiM& U А и Дц 1 В 1 С
рШШ|£_0,0700,0960.070—0,025—0,125—0,0630,3750,437-—0,625—0,5630,6250,0630,375—0,063lP f0J560,156—0,1880,312—0,6881,6880,312£—*—&	b0,203—0,047—0,0940,406—0,5940,094—0,094РР PPti a a0,2220,222—0,3330,667—1,3341,3340,6670,278—0,056—0,1670,833—1,167•0,167%—0,167MM0,2660,266—0,4691,042—1,9581,9581,042M„0,383.—0,117—0,2341,266—1,7340,234—0,234
Трехпролетные балки
Трехпролетные балкиПролетные моменты I Опорные моменты I Поперечные силыПриложение II787
Четырехпролетные балкиПролетные моменты I Опорные моменты 1 Поперечные силы788Приложения- ^
о*аггIcQO’■4QO’соОO'CQQO'4QdO'ОCOa>соTf<счСОTJ1соЮТ*<сооОооооО*оо“ооCOo'§оCOЮЮCOCOоооосооосо	оо
сою	юо	о“о3о'СГ)$<м§оIсоос?Tt«оСЧ00оо3o'I<мсчооооСГ%со~ юоою оюо'СОоосоСГ)сооCNюосооо“сГо“сооo'осоо‘ITt<ююо’о<мсосГSоо‘г-союо~о’IсоСОоСОсоСЛсг>гг00соСОСОсооооосГo’4о“о'оосооосоооо'О	Г--00	ооО	юсГ	о'соююоIо8 8
о' о"I Iсо	оГ-	СОrf	Оо'	• о"сГIh-	СОCS	^о	соo'	о“со8о"Г*'-»	Tf"<м	юо	сосГ	ооСОоооосоюсоо'о'оСТ>сосоо'0Q*о‘I00Sо“ISоо‘Iооо*Iоо~соо'о	, Г»-00	00о	оо	о'£ со
о о
сГ о"00оо"IосГIо©~оо'Tf	h-Ю	<Nо	оо'	о*I	Iо*Iе*сГСОоо*Iг-8о*Iст>осГо"Iо	*-оо	00
оо"	сГI	Iоо*СОСЧоо*ооо*СОСОоо§осоCDСОСОооюоо*соо"Sо'Iг^.1^ооXо
Четырехпролетные балкиПриложение Т1789
Четырехпрояетные балки
Продолжение792Приложения
Пролетные моменты I Опорные моменты Поперечные силыПриложение II793
Пятипролетные балки794ПриложенияоЯк<и*е;оКСо
Приложение II795Таблица 11щ 5Эквивалентные нагрузкиСхемЬ! нагрузокА^ . PL ^ , ,Г7 ' г i3 Р
2 1.1 1 ГЛ i , ,
i8 Р
3 1Р р Р Р Р4.	l-na	-1п Ч £
п 1.. г я * , рJ 1Ц
Ч Т'i^r-* ~а~~т~а i'2\2пЧ Р9п 74-	Una	ЛСП 0%Р1 II1 И 11IIII И 111II II1 k 1111 Nl 1” 2 ! Ч ^шшшшшттпгс^ а	а(3-а,г)^4ч „ La ^ ьг рлтпшн'шнш}^ тттп11пии4Г^Р4, г , i ^ , ,43 3 3рг^ шпг^ ь д2(М)агп41 . . 1	i~PHjM-—b--—\-a~X ьу РР^IlHllllltlllllBtC а.а	Ь	J1{4-2ct2+oFJpДля приведенных выше нагрузок опорные моменты определяются по формулеМоп =■ kpil'2,где р\— величина эквивалентной равномерно .распределенной нагрузки;k -г- соответствующий табличный коэффициент для равномерно распределенной
нагрузки.
7*6ПриложенияПРИЛОЖЕНИЕ IIIДАННЫЕ ДЛЯ ПОСТРОЕНИЯ ОГИБАЮЩЕЙ ЭПЮРЫ МОМЕНТОВ
РАВНОПРОЛЕТНОЙ ВТОРОСТЕПЕННОЙ БАЛКИ ДЛЯ РАЗНЫХ СООТНОШЕНИЙ p/g
С УЧЕТОМ ПЕРЕРАСПРЕДЕЛЕНИЯ УСИЛИЙ ВСЛЕДСТВИЕ
ПЛАСТИЧЕСКИХ ДЕФОРМАЦИЙЭпюры изгибающих моментов строятся следующим способом:а)	для минимальных моментов —во всех средних пролетах по параболам, отве-чающим действию расчетной постоянной нагрузки ^по формуле g'= £ +и про¬
ходящим через вершины расчетных опорных ординат, а в крайних пролетах — по
прямым, начинающимся на максимальной опорной ординале и сходящим к нулю на(ё + Р)1расстоянии от нее, равном j	--г—;(г+т)8б)	для максимальных моментов — по параболам, отвечающим действию постоян¬
ной и временной нагрузок и имеющим вершины на максимальных ординатах положи¬
тельного момента в каждом пролете, а именно, в крайних пролетах на 0,425/ от сво¬
бодного конца, а в остальных пролетах — по середине пролета.По этим данным Гипротисом построены огибающие эпюры моментов для равно¬
пролетной второстепенной балки при различных соотношениях p/g в пределах 'от 0,5
до 5. При этом значения коэффициента Р, входящего в формулу М = $(g-\-p)l2 для
определения ординат положительных моментов для пяти точек каждого пролета,
приведены на рисунке, а значения р для вычисления ординат отрицательных Момен¬
тов приведены в зависимости от отношения p/g на рисунке и в табл. III. 1.Таблица III. IЗначения коэффициента Р для определения ординат отрицательных моментовМ = Р(£-}-р)/а№ точкиp/g667891011121314150,5—0,091—0,025+0,011+0,016—0,008—0,0625—0,003+0,028+0,028—0,003—0,06251,0—0,091—0.035—0,005+0,001—0,018—0,0625-0,013+0,013+0,013—0,013—0,06251.5—0,091—0,041—0,014—0,008—0,024—0,0625-0,019+0,004+0,004—0,019—0,06252,0—0,091—0.045—0,020—0,014—0,028—0,0625—0,023—0,003—0,003—0,023—0,06252,5—0.091—0,048—0,023—0,017—0,031—0,0625—0,025—0,006—0,006—0,025—0,06253,0—0,091—0,050—0.027—0,022—0,033—0,0625—0,028—0,010—0,010—0,028—0,06253,5—0,091—0,052—0,030—0,025—0,035—0,0^25—0,029—0,013—0,013—0,029—0,06254,0—0,091—0,053—0,032—0,026—0,036—0,0625—0,030-0,015—0,015—0,030—0,0625—^-4,5—0,091—0.054—0,033—0,028—0,037—0,0625—0,032—0,016—0,016—0,032—0,0625-——-		— ^5,0—0,091—0,055—0,035—0,029—0,038^0625—0,033—0,018—0,018—0,033—0,0625На огибающей эпюре моментов приведены также для разных отношений p/g зна-
g+ Р I	j— • -g-, необходимые для построения эпюры отрицатель-&	+ •чения величины4Реых моментов в первом пролете.
Приложение Ш797§:юсГ5?аяЯ<uао33ояо,ся*§о•яояяО)сSit.0'SQ, 7£ +
о ЬЛо“-S'а,соя0QЯ§:Р§23а,Яя
ПРИЛОЖЕНИЕ IVУСЛОВНЫЕ РАСЧЕТНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ АРМАТУРЫ #ау В кг/см* —
ПРОИЗВЕДЕНИЯ НОРМАТИВНЫХ СОПРОТИВЛЕНИЙ ДЦ НА КОЭФФИЦИЕНТЫ кл,
тл, та (ПРИМЕНИТЕЛЬНО К НиТУ 123-55)Сс2Вид арматурыВид арматурных
изделийМаркабетонаЗначения Ra у в кг/см%растяну¬
тая арма¬
тура
^а.у—= *ата*асжатая
.арматура^а. у ~= V*a*aрастянутая
поперечная
арматура
при расчете
на попереч¬
ные силы
^а.у == *атнта*а1Сталь горячекатаная
периодического про¬
филя, марки 25Г2С,
диаметром от 6 до
40 ммВо всех
изделиях150 и выше3 4003 4002 7202Сталь горячекатаная
периодического про¬
филя, марки Ст. 5,
диаметром от 10 до
40 ммТо же1002 2002 4001-760150 и выше2 4002 40019203То же, диаметром от
45 до 90 мм«1002 1002 3001680150 и выше2 3002 3001 8404Проволока холодно¬
тянутая низкоугле¬
родистая диаметром
от 3 до 5,5 ммВ сварных кар¬
касах и сетках100 и выше3 0003 0002 100В хомутах вяза¬
ных каркасов——1 6805То же, диаметром от
6 до 10 ммВ сварных кар¬
касах и сетках100 и выше2 4002 4001680В хомутах вяза¬
ных каркасов—— >1680
Приложение IV799Продолжениес"с2Вид арматурыВид арматурных
изделийМаркабетонаЗначения Ra у в кг/см*растяну*
тая арма¬
тура
^а. у ““ ^ата^асжатаяарматура^а.у в
, пн
= *ата*арастянутая
поперечная
арматура
при расчете
на попереч*
ные силы
#а. у == Аашиша^а6Сталь горячекатаная
круглая, марки Ст. 3,
диаметром от 5 до
40 ммВ сварных кар¬
касах и сетках.100 и выше2 10021001680В вязаных кар¬
касах и сетках10019002 1001 520150 и выше2 10021001 6807То же, диаметром бо¬
лее 40 ммТолько в свар¬
ных каркасах
и сеткахПо специальным техническим
условиям8Сталь холодносплющен-
ная периодического
профиля, марок Ст. 0
и Ст. 3 диаметром
от 6 до 32 ммВо всех
изделиях1002 2002 4001 760150 и выше2 4002 40019209Сталь горячекатаная
круглая, марки Ст. 3,
подвергнутая силовой
калибровке, диаме¬
тром от 5 до 12 ммВ сварных кар¬
касах и сетках100 и выше2 5002 1001 750В вязаных кар¬
касах и сетках100190021001520150 и выше2 1002 100168010То же, диаметром от
14 до 22 ммВо всех
изделиях10019002 1001520150 и выше2 1002 100168011Сталь горячекатаная
круглая, марки СтгО;
подвергнутая сило¬
вой калибровке, диа¬
метром от 5 до 22 ммВ сварных кар¬
касах и сетках100 и выше2 1001 7001680В вязаных кар¬
касах и сетках1001 9001 7001520150 и выше2 1001700\ 68012Сталь горячекатаная
круглая, марки Ст. 0,
диаметром от 5 до
40 ммВо всех
изделиях100 и выше1 7001 700136013То же, диаметром бо¬
лее 40 ммТолько в свар¬
ных каркасах
и сетках
800ПриложенияПРИЛОЖЕНИЕ VТАБЛИЦЫ ДЛЯ РАСЧЕТА ПРЯМОУГОЛЬНЫХ И ТАВРОВЫХ СЕЧЕНИЙ
ЭЛЕМЕНТОВ ИЗ БЕТОНА И СТАЛИ РАЗНЫХ МАРОКТаблица V. 1Таблица для расчета прямоугольных и тавровых сечений элементов из бетона
марок 50 и 75 и стали с расчетным сопротивлением Ra = 1 700 кг/см2, а такжеиз бетона и стали любых марок	*Марка бетона50#и = 27 кг/сма75/?и = 41 кг/см2Бетон и сталь любых марок'оТоАо0,040,060,080,100,120,140,160,180,200,250,300,350,400,450,500,550,600,650,700,750,800,850,900,951,001,101,201,301,2190,9990,8680,9750,9750,9750,7780,9691,650,7130,9621,960,6620,9562,280,6210,9502,580,5880,9432,890,5600,9373,190,5050,9213,920,4650,9064,630,4340,8905,300,4100,8745,950,3900,8586,570,3730,8437,170,3590,8277,740,3470,8118,280,3370,7968,800,3280,7800,3200,7641Ш0,3130,74810,180,3070,73210,590,671,001,331,2180,9960,8640,9830,9830,9830,681,011,340,305^ = 0,87%0,7250,7740,7080,6570,6160,5820,5540,4980,4570,4250,4000,3790,3620,3470,3340,3230,3130,3050,2960,2890,2830,2770,2720,2630,2550,2480,9790,9750,9710,9670,9630,9590,9480,9380,9270,9170,9070,8960,8860,8760,8650,8550,8450,8340,8240,8130,8030,7930,7720,7510,73110,80М = mAbftfybh0100М1,671,992,312,632.94
3,26
4,03
4,78
5,52
6.236.94
7,62
8,28
8,93
9,5610,1710,7711,3411,9012,4412,9713,4714,4315,3216,14Размерность. М в кгсм; Ъ и Л0 в см,
jRa в кг/см2.Примечание. Табличные значе¬
ния, находящиеся над верхней жирной
чертой, относятся только к тавровым
сечениям.0,247ц= 1,ЗЗо/о0,72516,400,01-0,020,030,040,050,060,070,080,090,100,110,120,130,140,150,160,170,180,190,200,210,220,230,240,250,260,270,280,290,300,310,320,330,340,350,360,3710,007,125.82
5,054.53
4,153.853.613.41
3,24
3,112.98
2,88
2,77
2,682.612.53
2,472.41
2,36
2,31
2,26
\2,22
2,18
2,14
2,10
2,07
2,04
2,011.98
1,95
1,93
1,90
1,881.86
1,841.820,380,390,400,410,420,430,440,451,801,781,771,751,741,721,711.690,9950,9900,9850,9800,9750,9700.9650,9600,955’0,9500,9450,9400,9350,9300,9250,9200,9150,9100,9050,9000,8959,8900,8850,8800,8750,8700,8650,8600,8550,8500,8450,8400,8350,8300,8250,8200,8150,8100,8050,8000,7950,7900,7850,7800,7750,010
0,020
0,030
0,039
0,048
0,058
0,067
0.077
0.085-»
0,095
0,104
0,113
0,121
0,130
0,139
0,147
0,155
0,164
0,172
0,180
0,188
0,195
0,203 .
QA11
о^га*>
0,226
0,234
0,241
0.248
0,255
0,262
0,269
0,275
0,282
0,289
0,295
0,3010,3090,3140,3200,3260,3320,3370,3430,349М .h0«•го j//ммmbRnтя Ra= abhQ«итя RaПримечания. 1. Табличные значения, находящиеся ниже
верхней жирной черты, не распространяются на элементы сборных
конструкций, . при расчете которых вводится коэффициент условий
работы т — 1,1. ,2. Табличные значения, находящиеся под нижней жирной чертой,
не распространяются на сечения, армированные холоднотянутой
проволокой диаметром до 6,5 мм.0,460,470,48.0,490,500,510,520,530,540,551,681,671,661,641,631,621,611,601,591,58'0,7700,7650,7600,7550,7500,7450,7400,7350,7300,7250,3540,3590,3650,3700,3750,3800,3850,3900,3940,400
Приложение V801Таблица К 2Таблица для расчета прямоугольных и тавровых сечений элементов из бетона
марок 100, 150, 200 и 300 и стали с расчетным сопротивлением /?а =1 700 кг/см2Марка бетона*В %100150200300t* в 96= 55 кг/см*#и «= 80 кг/см*100 кг/см8160 кг/см8' 1ТАг7Аг' 7Аг7А0,040,060,081,2160,9950,8630,9850,9850,9850,681,011,341,2150,9930,8610,9890,9890,9890,681,011,351,2150,9930,8610,9860,9860,9860,681,011,351,2200,9900,8600,9900,9900,9900,6701,021,350,04
* 0,06
0,080,100,120,140,7730,7070,6550,9850,9810,9781,672,002,330,7710,7050,6610,9890,9870,9851,682,012,340,7710,7040,6520,9860,9860,9861Д92,022,350,7700,7030,6500,9900,9900,9901,692,022,370,100,120,140,16 .
0,180,6130,5800,9760,9722,662,970,6120,5770,9830,9812,673,000,6110,5760,9860,9852,683,010,6100,5750,9900,9902,703,030,160,180,20
0,25
0,30
0,35
0,40
0,45
0,50
0,55
0,60
0,65
0,70
0,75
0,80
0,85
0,90 .
0,95 ‘
1,00
1,10
1,200,5510,4950,4540,4220,3960,3750,3570,3420,3290,3170,3070,2980,2900,2820,2760,269'0,2640,2540,2450,9690,9610,9540,9460,9380,9300,9230,9150,9070,9000,8920,8840,8760,8690,8610,8530,8450,8300,8153,294,094,865,636,387,127,848,569,259,9410,6111,2711,92»«315,5216,620,548
0,492
0,450
0,418
0,392
0,371
0,352
0,337
0,323
0,312
0,301
0,292
0,283
0,276
, 0,269
0,262
0,257
0,246
, 0,2370,979
0,973
0,968
0,963
0,958
0,952
0,947
0,942
" 0,936
0,931
0,926
0,920
0,915
0,910
0,904
0,899
. 0,894
0,883
0,8733,334,144,945.736.51
7,28
8,05
8,80
9,55
10,29
11,0111.73
12*44
13,15
13,84
14,52
15,1916.51
17,800,5470,4900,4490,4160,3900,3690,3510,3350,3210,3100,2990,2890,2810,2730,2660,2600,2540,2430,2340,9830,9790,9750,9700,9660,9620,9580,9530,9490,9450,9410,9360,9320,9280,9240,9190,9150,9070,8983,344,164,97-5,776,577,368,148,919.68
10,44
11,19
11,9412.68
13,41
14,13
14,35
15,56
16,95-
18,320,5450,4880,4460,4140,3880,3660,3510,3320,3180,3060,2950,2860,2780,2700,2620,2560,2500,2390,^290,9890,9870,9840,9810,9790,9760,9730,9710,9680,9660,9630,9600,9580,9550,9520,9500,9470,9420,9363,344,205.02
5,84
6,66
7,47
8,27
9,07
9,8710,6611,4512,2413.02
13,80
14,56
15,3316.09
17,6019.090,200,’250,300,350,400,450,500,550,600,650,700,750,800,850,900,951,001,101,201,301,401,501,601,700,2370,2320,2260,2210,2170,7990,7840,7680,7530,73717,6618,6519,5920,4721,31№ 29
0,222
0,216
0,210
0,2060,8620,8510,8410,8300,81919,0520,2621,4422,5823,680,2260,2180,2120,2060,2010,8900,8810,8730,8640,85619,6620*9722,2523,50<24,720,2210,2130,2070,2010,1950,9310,9260,9200,9150,91020,5722,0223,4624,8826,291,301,401,501,601,701,801,902,002,100,2010,1970,1930,1900,8090,7980,7880,77724,7525.7826.78
27,730,1960,1920,1880,1850,84740,839s0,8300,82225,9227,0828,2229,330,1900,1860,1820,1780,9040,8990,8940,88927,6729,0330,3731,701,801,902,002,10Р.= 1,78%2,202.30
2,40
2,50
2,60
2,70
2,80
2,90
3,00
3,10
3,203.300,2131 0,72522,000,1870,1840,1810,1790,7660,7560,7450,73428,6629,5430,4031,210,1810,1780,1750,1730,1710,1680,1660,1640,1620,1610,1590,8130,8050,7960,7880,7790,7710,7620,7540,7450,7370,72830,41'31.4632.4833.4734.49
35,37
36,27
37,15
38,00
38,81
39,600,1740,1710,1680,1650,1620,1600,1570,1550,1530,1510,1490,1470,1450,1440,8830,8780,8730,8670,8620,8570,8510,8460,8410,8350,8300,8250,8200,81433.0234.31
35,60
36,84
38,1039.31
40,51
41,69
42,8644.02
45,14
415*26
47,35
48,422,202,302,40М= mAbhy2,502,602,702,802,903,003,103,20Ftbk о
1 ^ 100Рi = 2,59%м.0,1770,72532,00mm-Raffio3,303,403,40
3 50Ло =-rl/Д-.1± = 3.24%3,504[004,505,005,10г тоРазмерность. М в кг см; Ь и Л0 в см;
Яа в кг/см2\ F& в см2.0,1580,725•40,000,1370,1310,127'0,1260,7880,7610,7350,72953,5558,2062,4263,204.00
4,505.00
5,106,18Примечания. 1. Табличные значения, находящиеся над
верхней жирной чертой, относятся только к тавровым сече¬
ниям.2. Табличные значения, находящиеся под нижней жирной
чертой, не распространяются на элементы сборных конструк¬
ции, при расчете которых вводится коэффициент условийne^ATLT m	I 1= 5,18960,1250,72^64,00yawvAfi
802ПриложенияТаблица V. 3Таблица для расчета прямоугольных и тавровых сечений элементов из бетона
марок 150, 200, 300 и 400 и стали с расчетным сопротивлением У?а = 2100 кг/см2Марка бетонам %150200300400/?и = 80 кг/см*ЯИ = 100 кг/ см2/?И == 160 кг/см3*и =210 кг/см3(X в %гТАгТАгТАгТА0,040,060,081,0940,8940,7750,9870,9870,9870,8361,251,661,0940,8930,7740,9830,9830,9830,8371,251,671,0930,8920,7730,9870,9870,9870,831,261,671,0910,8920,7730,9900,9900,9900,8831,261,670,040,060,080,100,120,140,6950,6350,5880,9870,9840,9822,082,482,890,6940,6340,5870,9830,9830,9832,082,492,900,6930,6320,5860,9870,9870,9872,082,492,920,6920,6310,5850,9900,9900,9902,092,502,920,100,120,140,160,180,5510,5200,9790,-9763,293,690,5500,5190,9830,9813,303,710,5480,5160,9870,9873,323,750,5470,5160,9900,9903,333,750,160.180,200,250,300,350,400,450,600,650,600,650,700,750,800,850,900,951,001,101,201,301,400,494
0,443
0,406
0,377
0,354
0,335
0,319
0,305
0,293
0,283 -
0,273
0,265
0,257
0,251
0,244
0,239
0,234
0,224
0,217
0,210
0,204* 0,974
0,967
0,961
0,954
0,948
0,941
0,934
0,928
0,922
0,915
0,908
0,902
0,895
0,888
0,882
0,875
0,869
0,856
0,843
0,829
0,8164,095,086,067,017,968,899,8110,7211,6212,4813,3514,2015,0415,8616,6717,4618,2419,7721,2322,6424,000,4930,4420,4040,3750,3520,3330,3170,3030,2910,2800,2700,2620,2540,2480,2410,2350,2300,2230,2130,2050,1990,9790,9740,9690,9630,9580,9530,9480,9420,9370,9320,9270,9210,9160,9110,9060,9000,8950,8850,8740,8640,8534.115.11
6,107.08
8,05
9,00
9,9510,8811,8112,7213,6214,5115,3916,2617.11
17,96
18,80
20,43
22,02
23,5725.080,4920,4400,4020,3730,3500,3310,3140,3000,2870,2770,2670,2590,2510,2440,2370,2310,2260,2160,2080,2000,1940,9870,9840,9800,9770,9740,9710,9670,9640,9610,9570,9540,9510,9480,9440,9410,9380,9340,9280,9210,9150,9084.145.16
6,187.188.189.16
10,1511.14
12,10
13,07
14,0114.97
15,92
16,85
17,7818.69
19,61
21,42
23,2024.9726.690,4900,4390,4010,3720,3480,3290,3120,2980,2860,2750,2650,2580,2490,2410,2350,2290,2230,2140,2050,1980,1910,9900,9880,9850,9830,9800,9780,9750,9730,9700,9680,9650,9630,9600,9580,9550,9530,9500,9450,9400,9350,9304.16
5,18
6,217.228.239.24
10,24
11,23
12,22
13,2114.1915.1616.19
17,09
18,05
19,00
19,95
21,83
23,69
25,52
27,340,200,250,300,350,400,450,500,550,600,650,700,750,800,850,900,951,001,101,201,301,401,501,601,700,1990,1940,1890,8030,7900,77725,3026,5427,730,1940,1890,1840,8430,8320,82226,5427,9629,330,1880,1830,1780,9020,8950,88928,3930,0631,700,1850,1790,1760,9250,9200,91529,1430,9032,671,501,601.701,801,902,002,102,202,302,402,502,602,702,801,186
0,184 -
0,1790,764
■ 0,751
0,73828,8729,2530,980,1800,1760,1730,1700,1670,1650,1620,1601,1680,8110,8010,7900,7800,7690,7690,7480,7380,72730,6631,9433,1834,3835,5336,6437,7038,7239,690,1730,1700,1660,1620,1600,156,0,1540,1510,1490,1470,1440,8820,8750,8690,8620,8560,8490,8430,8360,8300,8230,81633,3334,9236,4838,010,1700,1660,1620,1590,1550,1520,1500,1470,1450,1420,1400,9100,9050,9000,8950,8900,8850,8800,8750,8700,8650,86034,4036,1037,8039,4741,1242,7544,3545,9447,5049,0450,571,801,902,002,102,202,302,402,502,602,702,8010,177[1-2,1%0,72532,0839,5341,0042,4543,8745,2746,6447,992,903,003,103,203,303,403,50М == mAbh\
* 1001\9\0,158i = 2,629
0,72540,000,1430,1410,1390,1370,1360,1350,1330,8100,8030,7970,7900,7840,7770,770г0,73849,3050,6051,8453,0754,2855,4656,620,1380,1360,1340,1330,1310,1290,1280,8550,8500,8450,8400,8350,8300,82552,0753.5555,0056.4557,8059,2560,642,90з,ооз,ю3.203,303,403,504.00
4,506.00м0,127.61,950,1210,1160,1120,8000,7750,75067,2073,2577,754,004,505,00т.та7Л0ЯаЛ0-'V:Мmb|i-4,l8%Размерность. М в кгсм; Ь и Л0 в см;#а в кг1см3; в см*.Примечания. 1. Табличные значе¬
ния, находящиеся над верхней жирной
чертой, относятся только к тавровый се¬
чениям.2. Табличные значения, находящиеся пол0,1250,72564,00. = 5,50%[ нижней жирной чер-0,1090,72584,001ии, не распространяются на элементы соорных конструкции,
при расчете которых вводится коэффициент условий работыШ в 1,1,
Приложение V803Таблица V. 4Таблица для расчета прямоугольных и тавровых сечений элементов из бетона
марок 150, 200, 300 и 400 и стали с расчетным сопротивлением i?a = 24G0 кг)см2Марка бетонаV В 96150200300400(А в 96*и == 80 кг/см*Яи =100 кг/см3/?и =160 кг/см**и =210 кг 1см*гт 1Аг7Аг7Аг7А0,040,060,081,0240,8360,7280,9850,9850,9850,951,431,901,0240,8360,7250,9880,9880,9880,961,431,901,0240,8350,7230,9880,9880,9880,961,431,911,0210,8340,7240,9910,9910,9910,961,431,900,040,060,080,100,120,140,6500,5950,5510,9850,9820,9792,362,833,290,6490,5940,5500,9880,9860,9833,300,6480,5920,5480,9880,9880,9882,362,853,330,6480,5920,5470,9910,9910,9912,382,863,330,100,120,140,160,180,200,250,300,350,400,450,500,550,600,650,700,750,800,850,900,951,001,101,200,5170,4870,4630,4160,3810,3540,3320,3150,3000,2870,2760,2660,2580,2500,2430,2370,2310,2260,2210,2120,2050,9760,9730,9700,9630,9550,9480,9400,9330,9250,9180,9100,9030,8950,8880,8800,8730,8650,8580,8500,8350,8203.75
4,20
4,665.76
6,88
7,96
9,0210.07
11,10
12,11
13,1014.0815.04
15,98
16,90
17,80
18,69
19,55
20,4022.04
23,620,5150,4860,4620,4140,3790,3520,3300,3120,2970,2850,2730,2630,2540,2470,2400,2330,2270,2200,2170,2080,2010,9810,9780,9760,9700,9640,9580,9520,9460,9400,9340,9280,9220,9160,9100,9040,8980,8920,8860,8800,8680,8563,774.22
4,69
5,82
6,94
8,05
9,1410.22
11,28
12,3313.3614.3815.39
16,3817.36
18,32
19,27
20,20
21,12
22,92
24,650,5130,4840,4590,4120,3770,3470,3280,3090,2940,2810,2700,2600,2510,2430,2350,2290,2230,2170,2130,2030,1950,9880,9870,9850,9810,9780,9740,9700,9660,9630,9590,9550,9510,9480,9440,9400,9360,9330,9290,9250,9180,9103,794,264,735,897,048,189,3110,4411,5512,6613,7514,8415,9216,9918,0519,1020,1421,1822,2024,2226,210,5130,4840,4590,4110,3760,3450,3260,3080,2930,2790,2680,2560,2490,2410,2330,2270,2210,2150,2100,2010,1930,9910,9900,9890,9860,9830,9800,9770,9740,9220,9690,9660,9630,9600,9570,9540,9520,9490,9460,9430,9370,9323,804,304.74
5,92
7,08
8,23
9,3810,5211,6612,7813,9015,0216,1317,2218,3219,4120,5021,5522,6324.74
26,820,160,180.200,250,300,350,400,450,500,550,600,650,700,750,800,850,900,951,001,101,201,301,401,500,1990,1940,1890,8050,7900,77525,1226,5427,900,1940,1890,1840,8440,8320,82026,3327,9629,520,189.0,1830,1770,9030,8950,88828,1630,0831,950,1840,1800,1740,9260,9200,91528,8930.9132.911,301,401,501,601,701,801,902,002,100,1850,1810,1780,7600,7450,73029,1830,4031,540,1790,1750,1710,1680,1650,1620,1600,8080,7960,7840,7720,7600,7480,73631,0332.4833.87
35,2036.48
37,7038.880,1720,1680,1640,1600,1570,1540,1510.1480,1460,8800,8730,8650,8580,8500,8430,8350,8280,82033.79
35,60
37,37
39,1040.80
42,46
44,08
45,68
47,230,1690,1640,1600,1570,1530,1520,9090,9030,8970,8920,8860,88034,8836,8438,7640,4842,5144,351,601,701,801,902,002,102,202,302,402,202,302,40Vl = 1,83%0,1470,1440,1420,8750,8690,86346,1647,9449,692,502,602,702,802,900,1770,72532,00Н. = 2,29 9(0,1430,1410,1390,1370,1360,1340,1320,1310,8130,8050,7980,7900,7830,7750,7680,76048,7550,2451,6853.09
54,46
55,8157.10
58,370,1390,1380,1350,1330,1310,1290,1270,1260,8580,8520,8460,8400,8350,8290,8230,81851,4253,1254,7956,4558,0659,6561,2262,752,502,602,702,802,903,003,103,203,00ЗЛО3,20М= mAbhl;0,1580,72540,00vI , —3,303,403,503,60р 	. bh*М0,1300,1290,7530,74559,6060,800,1240,1230,1220,1200,1200,8120,S060,8010,7950,78964,2665,7467\2068,6270,023,303,40га —100 ттп а7Л0#а'
т Г М0,1270,1260,7380,73061,9563,073.50
3.60
3,70
3,80
3,90
4,004.503,703,803,904,004,50Размерность. М в кгсм; Ъ и h0 в см;
Яа в кг/см2; Fа в см2.Примечания. 1. Табличные значе¬
ния, находящиеся над верхней жирной чер¬
той, относятся только к тавровым сече¬
ниям.\1 = 3,679•60,1180,1170,1160,1110,7830,7780,7720,74371,4072,7374,0580,220,1250.72564,00ц. = 4,82962. Табличные значения, находящиеся под нижней жирной
чертой, не распространяются на элементы сборных конструк¬
ций, при расчете которых вводится коэффициент условий ра¬
боты т = 1,1.0,1090,72584,001
804ПриложенияТаблица V. 5Таблица для расчета прямоугольных и тавровых сечений элементов из бетона
марок 150, 200, 300 и 400 и стали с расчетным сопротивлением .#* = 3000 кг/см*Марка бетона11 в %150200300400= 80 кг/см2100 кг {см2«и == 160 кг/см*Яи =200 кг/см2г7Аг7АгТАГ7А0,040,9160,9811,190,9150,9851,190,9140,9851,200,9140,9891,190,040,060,7490,9811,780,7490,9851,780,7470,9851,790,7470,9891,800,06: 0,080,6500,9812,360.6490,9852,370,6480,9852,380,648*0,9892,380,080,100,5820,9812,940,5810,985 :2,960,5800,9852,970,5790,9892,980,100,120,5330,9783,520,5310,9823,540,5290,9853,560,5280,9893,570,120,140,4940,9744,090,4930,9794,110,4910,9854,150,4900,9894,160,140,160,4630,9704,660,4620,9764,680,4590,9854,730,4580,9894,750,16: 0,180,4370,9665,220,4360,9735,250,4340,9835,310,4330,9875,330,180,200,4160,9635,780,4140,9705,820,4120,9815,890,4110,9865,920,200,250,3730,9537,150,3720,9637,220,3690,9777,320,3680,9827,370,250,300,3430,9448,490,3410,9558,600,3380,9728,750,3360,9798,810,300,350,3190,9349,810,3170,9489,950,3170,96710,160,3120,97510,240,350,400,3000,92511,100,2970,94011,280,2940,96311,550,2920,97111,660,40• 0,450,2840,91612,360,281' 0,93312,590,2780,95812,930,2760,96813,080,450,500,2710,90613,590,2680,92513,880,2640,95314,300,2640,96414,460,500,550,2590,89714,800,2570,91815,140,2530,94915,650,2510,96115,850,550,600,2500,88815,980,2470,91016,380,2420,94416,990,2400,95717,230,600,650,2410,87817,130,2380,90317,600,2330,93918,310,2310,95418,590,650,700,2340,86918,240,2300,89518,800,2270,93419,620,2230,95019,950,700,750,2270,85919,340,2230,88819,970,2180,93020,920,2160,94621,290,750,800,2210,85020,400,2170,88021,120,2120,92522,200,2100,94322,630,800,850,2150,84121,440,2110,87322,250,2060,92023,470,2040,93923,950,850,900,2110,83122,440,2060,86523,360,2010,91624,720,1980,93625,260,900,950,2060,82223,420,2020,85824,440,1960,91125,960,1930,93226,570,951,000,2020,81324,380,1980,85025,500,1910,90627,190,1890,92927,861,001,100,1950,79426,200,190. 0,83527,560,1830,89729,590,1810,92130,411,101,200,1840,82029,520,1760,88831,950,1740,91432,901,201,300,1780,80531,400,1700,87834,250,1680,90735,381,301,400,1730,79033,180,1650,86936,490,1620,90037,801,401,501X =0,1600,85938,670,1570,89340,181,501,600,1560,85040,800,1530,88642,511,601,700,1520,84142,870,1490,87944,811,701,800,1490,83144,880,1450,87147,061,801,900,1890,77528,00Vi= 1,50%0,1460,82246,840,1420,86449,261,902,000,1430,81348,750,1390,85751,432,002,100,1400,80351,220,1360,85053,552,102,20м2.0,1690,77535,000,1390,79452,380,1340,84355,632,202,30= гпАоп0»0,1350,78454,120,1310,83657,662,302,400,1290,82859,662,402,50„ bhoМ0,1270,82161,612,502,60Fa. = 1^ 100 ■~ тт a Rtf h0'0,1250,81463,512,602,70.(1 = 2,40%0,1230,80765,382,702,801/ м0,1210,80067,202,802,90*0 = Г у -Г- .0,1200,79368,982,903,000,1180,78670,713,003,10Размерность. М в кгсм; b и Л0 всм;0,1340,77556,000,1170,77872,41* 3,10в к г/см2; Fа в сма.Примечания.иТабличные значения,находящиесяР. = 3,15%над верхней жирнойчертой, относятся только ктавровым се-чениям.2.Табличные значения,находящиесяпод нижней жирнои0,1160,77573,50чертой, не распространяются на элементы сборных конструкций,при расчетекотооых вводится коэффициент УСЛОВИЙраооть:[Г 4 %
т = 1,1,
Приложение V805Таблица V. бТаблица для расчета прямоугольных и тавровых сечений элементов из бетона марок
150, 200, 300 и 400 и стали с расчетным сопротивлением Ra = 3 400 кг/Ы2рь В %Марка бетона1502003004000,040,060,080,100,120,140,160,180,200,250,300,350,400,450,500,550,600,650,700,750,800,850,900,951,001,101,201.301.401.50
1,601.701,801.90
2,00
2,10
2,202.302.402.50
2,602.70
2,802.90
3,00
3,10
3,203.300,8610,7040,6110,5490,5030,4650,4370,4120,3910,3520,3230,3010,2830,2680,2560,2460,2380,2290,2220,2150,2100,2050,9790,9790,9791,352,012,670,9790,9750,9700,9660,9620,9580,9470,9360,9260,9150,9040,8940,8830,8730,8620,8510,8410,8300,8193,333,984,625,265,896,518,059,5511,0212.44
13,84
15,19
16,52
17,80
19,05
20,2621.44
22,58
23,680,2010,1960,1930,1860,1810,8090,7980,7880,7660,74524,7325.7826.7828,6630,400,177 0,72532,00М = тАЬНф0,8600,7030,6100,9830,9830,9830,5470,5000,4630,4350,4100,3900,3500,3210,2980,2800,2660,2530,2420,2330,2250,2180,2110,2060,2010,1960,1920,1880,9830,9800,9760,9730,9690,9660,9580,9490,9410,9320,9240,9150,9070,8980,8900,8810,8730,8640,8560,8470,8390,8300,1810,1750,1700,1660,1620,1580,8130,7960,7790,7620,7450,7281,352,022,683,344,004,655,295,936,578,149.68
11,1912.68
14,13
15,56
16,95
18,32
19,66
20,97
22,25
23,50
24,7225,9227,0828,2230,4132,4834,4336,2738,0039,60!».=: 1,62%0,1580,72540,00"о = r -\f -Размерность. М в кгсм; Ь и Н0 в см;Ra в кг/см2; F. в смг.0,8590,7030,6090,5460,4980,4630,9830,9830,9830,9830,9830,9831,352.03
2,703,374.03
4,690,8570,7020,6070,5440,4980,4600,9870,9870,9870,9870,9870,9871.362.032.713.374.044.710,4330,4090,3870,3480,3180,2950,2770.2620,2490,2380,2290,2200,2120,2060,2000,1950,1890,1850,1810,1730,1670,1620,1570,1520,1480,1450,9830,9810,9790,9740,9680,9630,9580,9520,9470,9420,9360,9310,9260,9200,9150,9100,9050,8990,8940,8830,8730,8620,8510,8410,8300,8190,1420,1390,1360,1340,1320,1300,1280,1260,8090,7980,7880,7770,7660,7560,7450,7345,356,016,668,279,8811.4613.0214.56
16,10
17,6119.1020.5722.0323.47
24,89
26,2927,6729.04
30,3933.04
35,6038.10
40,51
42,87
45,15
47,3649.5651.56
53,55
55,47
57,3159,0960,7962,42It = 2,59%0.1250,72564,00Примечания. 1. Табличные значения, находящиеся
над верхней жирной чертой, относятся только к тавровым се¬
чениям.2.	Табличные значения, находящиеся под нижней жирной
чертой, не распространяются на элементы сборных конструк¬
ций, при расчете которых вводится коэффициент условий ра¬
боты m = 1,1.0,4310,4060,3850,3460,3160.2940,2760.2600,2470,2360,2260,2180,2110,2040,1980,1920,1870,1840,1780,1710,1640,1580,1530,1490,1450,1410,1370,1350,1320,1290,1270,9870,9850,9840,9800,9760,9720,9680,9640,9600,9550,9510,9470,9430,9390,9350,9310,9270,9230,9190,9110,9030,8950,8870,8790,8700,8620,8540,8460,8380,8300,8225,376,036,698,339,9611,5713,1614,7516,3117,8719,4120,9422,4523,9625,4426,9128,3929.8331.2634,0736.84
39,55
42,21
44,81
47,3649.8552,2854,6656,9959.26
61,430,1250,1230,1210,11910,1180,1160,1150,1130,1120,1110,1100,8140,8060,7980,7890,7810,7730,7650,7570,7490,7410,73363,6465.7467.8069.8071.7473.62
75,45
77,23
78,9580.62
82,22р. = 3,40%0.1080,72584,000,040,060,080,100,120,140.160,180,200,250,300,350,400,450,500,550,600,650,700,750,800,850,900,951,001,101,201.301.401.50
1,601.701,801.90
2,00
2.10
2.202.302.402.50
2,602.70
2,802.90
3,00
3,10
3,203.30
806ПриложенияТАБЛИЦЫ ДЛЯ РАСЧЕТА ПЛИТ, ОПЕРТЫХ ПО КОНТУРУ, ПРИ РАВНО
А .М1 макс!м2qi\?2Случай 1Случай 2Случай 3Vj — v2 :12 всегда
краю;заделанному
А2^2 5х_71	.1 32 2 + 5Х* ’,!_1. А2_.
3 2 + 5А4*/2 всегда |
краю;1 25
Vl - 1 “Те, 5
*-1—6 •заделанному
А21 + 5А4
А*1 -+■ 5А4X9и9i*хи9ti9*29si932**i |0,50169,1710,570,0588140,9111,280,1351136,0612,480,23810,55125,1011,350,0838107,3712,380,1862107,4214,100,31390,6094,9412,300,114785,3013,700,244787,6216,120,39320,6575,3113,440,151570,5915,290,308673,7618,600,47160,7061,6014,790,193659,2417,190,375163,6921,610,54560,7551,6916,350,240450,8619,410,441756,1625,240,61270,8043,9718,010,290644.5621,990,505950,4229.560,67090,8538,2920,150,343039,7024,960,566145,9734,660,72300,9034,2622,360,396235,7428,370,621242,4840.650,76640,9530,4424,790,448932,5432,300,670639,7047,640,80291,0027,4327,430.500029.9336.750,714337.4755,740.83331,1022,7933,370,594226,0247,580,785434,1875,330,87981,2019,4540,340,674723,3361,380,838331,93101,680,91201,3017,0248,600,740721,4378,750,877230,34134,650,93461,4015,2258,450,793520,04100,280,905729,18175,880,95051,5013,8770,220,835119.02126,640.926828,31226,650,96201,6012,8884,430,867618,30158,520,942527,64288,360,97041,7012,06100,770,893117,63196,690,954327,12362,500,97661,8011,45121,690,913017,05239,810,963326,71450,720,98131,9010,97143,000,928716,67295,080,970226,37554,490,98492,0010,57169,170,941216,50357,030,975626.09675,810,9877
Приложение VI807ПРИЛОЖЕНИЕ VI
МЕРНО РАСПРЕДЕЛЕННОЙ НАГРУЗКЕ ПО ВСЕЙ ПЛОЩАДИ ПАНЕЛИЯ\ = *1<7; <7а — (1 — *i) Я-
длины — в м, q в т/м2, моменты — в тм.Случай 4Случай Ь. м2 .i-£.А*32 1 -н А4‘/i всегда || свободно опер¬
тому краю;5 А2
v'	9 ’ 1 + 2А4 *15 А2
“ 1 32 ‘ I + 2А4 ‘1 °v, = = 1 —YqА-18 1 + А4-X<р«*41<Рц 1<р5,.41 j<pet?es0,50271,7516,980,0588246.4217,860,1111436,5327,280,05880.55194,9817,840,0838186.9719,120.1547310,1528,380,08380,60145,7318,890,1147138,6120,680,2058229,5029.740,11470,65112,9220,160,1515110,3022,600.2631175.9731,410,15150,7090,1621,650,193690.6524,920,3244139,2433,430,19360.7573.9923.410.240476.5827.690.3876113 3035.850,24040,8062,1825,470,290666,2430,980.450394,5138.710,29060,8553.3427.840,343058,4634,840,510880,6042.080,34300,9046,5830,560,396252,5139.350.567570,1046,000,39620,9541,3233,650.448947.8644.560,619662,0450,530,44891.0037.1537.150,500044 ,1 850,570666755.7455.740.50001.1031,0945,520,594238,8465,300,745446,7768,480,59421.2027.0156,010,674735,2784,250,805740,9084,800,67471,3024,1769,020,740732,79108.240.851036,89Л 05,380,74071.4022,1284,990.793531.01138.110,884834,08130,920,79351,5020.62. 104.380,835129.71174.790.910132.04162.220,83511,6019.49127.720.867628,73219,290,929130,54200,130,86761.7018.62155.540,893127,97272,660,943529,40245,530,89311.8017,95188,410,913027,38336.020,954528,52299,380,91301.9017,41226,930.928726.92410.580.963127,75362,690,92872.0016,98271.750.941226.54497:610.969727,28436.530 9412
808	Приложения^ о
со
о о— ю05 CD3-аv2ЭСcsо—< юСО Г'-о оГ4^ CS
00 О)
О о"Ю 00
СП» 05o'" оо <мTf CDо ооОС 00о осм со
СП CTJСОсоосоо оЮ (Nоо ст>I IX2Xл4
о
и
>>
о5
к
о.в*§edн■*•&<0оasяX•0*CI)о*«XX<vуcdчссI IСО 00
СО т*н00 см
со 00юоюI4»	оо	—•о"	ою о
— сч
о оо оСО LOoocnoooocoooco^oo^cm
csf oi СО*	05 оо" со тК со csf см*0)NOOlOCO«^NQOOiQOi
СО Ю Ю N X О) О 05 Q 05 а> О)о" о о о“ о' о" о" о" о' о" о' о005с0с0ю0тгг^.00 00 00
^^(ONoocnrooicnaim
сГ о о‘ о' o' o' о* о о’ о* о'I I IОООСОСЧО^ГСОСОГ*»T^LOf^-OOOOOOOо* o' o' о" о о‘ о* о“ о"чIII!ONC00005(NC0lO^^(ONOOOQOiо' o' о' о' о* о' о' о"I I I Iю <м оо о соСО 00 00 05 Qо* о' о' о‘ о‘ о‘I I I I. ю о’t N 00 00 05о о“ о" о' о‘ю со
о о о
o' о' о‘юOCMLOOOOOO
’—'(МСОт^ЮООo' о' о' о* о о' о* о‘SXXSсиXSXчСОVOаяSQоXсоа.*§с>>а.9Я01XCQ§с:Xо.са>яfcdСОн»5оО-.>>нэхо«ноа>шонXа>sа;чОнчпXXЯчSCL*са>**жоси>»нСО2сиоX»коонXX2га>о;>=t0)*чVOСОьII-э-я к*	о
со н
Р^. <и2
Ь 2& X
х яГГ К5 °-
S |=
fflо °0> О
1=4~ ие зо овВЮиЯ-£ с
Cd S jr
с» ф =L
^ о,
m х
о2.0*	V3си>»13гСиСОо?XX<Уэ4а»осиьа>SXОнО)й щ 2 2‘чрч §<8«XXсоD4фгX0-0-э-g1°К DS5 °X н
0) СОэ* х
х *00 пя »Я Xct КE-mn 5li III ia 1« соС
СО ^ ю со
Значения коэффициента ф и коэффициента kj для изгибаемых элементов таврового сечения с полкой в растянутой зонеЗначения ф и ktПриложение VII809СМт*45,0оо"со23,0осо13,0см_9,67,2ооTf,тСЛI11юt—оо00ооооое = сJ11оооооососоа»юt11тгсог^.h-00oosz = »111ооооо<мсм<лоо00в1111Tj«юСОII0002 = ®1111оооо>—оюСОВ„I1111со0031 = с11111ооо00в_|111111092! 8=3 ®1111111o'0001 ==. 1 1 1 1 1 1 1 1ОСОсосмооо00юсмг-Гсм'а5оо‘со'lOСОсмсмсоюоСОв ^I1юооСПО)а>000S = ®1оо"оооо'ою00сог^.»—неI1Tfсог>-0000СТ)ооог = *I1оо*о'ооо'оюСОюсовI11сог-00ооII0003 = ®111оооо"о"£оюг^.		 в _I111ю_-h-0091 = ®1111о-оI11I11юсо0921 * ®11111Iоо“tв _1111111ю0001 = с1111111o'ОоLOсчх>сосо001УГОLOаоСОюTt*'сосмLOю.оСГ)соЮСОВЛсоСО00ооС>а>СПооос * ®ооо*o'с5o’000осмюБ .1ТГ00оост.СП050093 = ®Iоо*о"о*оо*=Г||ооютJCсмв Л1г^.0000_ 1а>'Ю )2 = D1о"оо*ооо'•о00гоГ4»(1091 = В°111LOг-~-/JооС5LOХ>JOС^|0321 — В®111о‘1.0§■зо_-О000! = В®11111LO■о-оо“оюоооо0о«ГсмСО•^гюСо00с"о'ооооосГкоо*снSКW§ой>3соОассзОн*gсfedсо*кю§сSа.сО)*мЛноО->»йSQ-ОМноО)£5II-э-нлгяяЯо*со<и<иС?оVOX«ЯяхоСОнос>я£03носг05Яяа>э*свЯоИ-э-SасяF' я
я g•* « осЛ СО^ * х
о: ** Ssi« S’ОСевX *Я сзелX4)Н2.1
ш Ьг2 О- Ц-Э-С	g«0C£ — 3«logo“ ii s “5 с «о«	е=С •^т** у -Э-®I Jf.«VСОЯ	■О.	IооС	вС *-<Л см	соI-э-« Я
X Q«сое
Значения коэффициента ф и коэффициента ^ для изгибаемых элементов двутаврового и коробчатого сеченийЗначения ф и kt810приложенияОо0оосмСОсм10о'со"сосо"05.гС .Tt>*со-смCDсмО)сою11.1сооооо05•05-ооое = *1' o’о"-о •■ -С> -о“юТГСОосоБ111юг>-оо05CD0092= ®111о*о*о"о“с5<ьо00СОсо05в.111юг*»оо00 .II0003 — £111о‘оо"о"о*о,00CDв _1111юсоN.0051 = •1111 ;о"о"о'cfоLO0е11111юh-0531 = с11111оо"с5о,11111 .1ю0001 = °1111110"о0СОСОсмооо00ю•9ci1^смCD00 ■сою*сосмсо1сог^-Л в1СО00 .05050505 ,0005 = 1511оо'о"оо"о''СОСО,соСО -в ^11 .г^-0005CDCD0052== *>11сГо"с5о'сГс5 !Ь-О)г-ю05соОБ11LQ1^оо0005 •II0003 = с11.1с?с$•сГоО !ог-CD0500* _ В _111Tf .LOсоОО0051 = с111сГо'о'0"о',оо0ов111ТГсо000531 «= «1111о"о~сГо"ооЛ в11111ю0001 = в111111 .о“сГооLOсм00СОсо00 '• S3ю.-СЮСО‘ю'сооГГсоСОг^-0005ГЛЛЛ ^ В л00CDст>050505coos — со*оо0о .оооCDCD01СОг^-00ялл_ в _1юI"-00CD0505050053 = °1о000ооо8о*о0смCDсоLOсоIIлАЛ_ В *1со000005' 0505«40003 = л1ооо0ооо>—оЮ000осо0051 =11СО00ооCD0511оо0о0ог^-0оТГо0531 — F®111’^Гг-000005111ооооо05сосо000! = В®1111СО001оо0ооюО'ооо0овF—iсмсогг*юСО00о0ооооооСО£ЯЯКсисЯ4«ЯО<D=05	II-э-°* I
*4 IО о •S°°. *1•°-lw D 11
n о II>>4Он о
u voCOя «HcOЛ4осsсоHоя5
o-2КSяоя•5*05•siк*a	xO	05Я	як	я5	<и5	{3*2-	«с00&!Д	я>	Л^	к.	3ч	аvo	си.со	{ГН	>.ЧО£ «* С G
*S I яs5 р I
«и §
-э- •-о X^ 3
я* ьсо СОа«& s3.3« £»Я Я f
о Он *W я
н •I2*-*<•>	IхИ S3 *2 а г?
ь *2 *оS Я^§ а 1Ч Л0)м Н
2 =*-
5е0к* 3*voоо*овX
§
•в о,*С5 Д
СО
>*
8:
' о?
*= §»—< вЧ"И>ачvoосяSкяяО)Sя12я
. я
Я Э« 2со Ч
>*2
в-а
g вя
к Я
s «
ш 2Н 0)о н
« >»
а> со 5^ f—IS 2<5 ч
2 2.
v ЯCU £Яо с
« ой-а-о*« кЯ
К в
Ч О)сол. «л а иS 5 ”
agSfflн ° ^оо
gHis-Э-О
я. X	'« «	ся а	..Я О)	С « о к \/ег я^ S я * ^
со<и
2 «
я
си1С смсо. Очиа'*“ “ 5О II . в о«х II тс*~ЮСОясис
Приложение VII811Таблица VI 1,4Коэффициенты 6с» V и с Для расчета жесткости и раскрытия трещин изгибаемых
элементов прямоугольного сечения с одиночной арматурой, таврового сечения
с полкой в растянутой зоне, таврового сечения с полкой в сжатой зоне
й двутаврового (коробчатого) сечения	—0*4.60,81.46с0,27а = 0,11Q0,86С0.636с! 0,36а ят 0,20,82С0,52 =6с0,42а -0,30,79С0,466с; 0,46О1аТГ)0,77с0.426с0,50а = 0,5Т)0,75е0.386с0,53а = 0,6Ъ0,73с0,346с0,58о8о000.7100.306с0,62а- 1,01f)0,69С0.266с0,65а= 1,2Т) .0,680.246с0 70а = 1,6Т)0,65С0.206с0.73а= 2,0TQ0.63с0,176с0,76а — 2,4Т)0,62с0,150,200,150,120,920,940,950,740.800.830,290,240,200,900,920.930,630,710,740,350,300,260,870,910,930,560,630.680.400,350,300,850,890,920.510.580,630,440,390,340,830,880,900.470,540,600,470,420,380,820,870,900,430.500,550,530,480,440,800.850,880,370,440.500,570,520,480,780,830,860,340.400,450,600,560,520.760,820,850.300.370,410,650,610,580,740,790,830,260.310,350,690.650,620,720,780,820.220,270,310,720,690,650,710,760,80.20.240,280,100,100,100,950,950,950,860,880.900,170,150,120,94*0,950.950.78-0,800,830,230,200,160,940,940,950.720.750.790,270,240,200 930,940,950,680,710.750,300,280,240,920.930,940,640,670,720.340,310,270.910,930,940.600,630,680,400,370,320,900,920,930,540,570.630,440,420,360,890,900.920.490,530.590,480,450,400,880,890,920,450.490.550,540,510,430,860,880,900.390,430.490,590.560,510,850,870,890,350.380.440,630,60,550,830,860,830,310.340.4а —3 —л- п — • 1' —	^“ 6Ао	Еб * 1 ” Ыц . •Примечания. 1. Значения 6с» 7) и с для прямоугольных сечений с одиночной
арматурой и тавровых сечений с полкой в растянутой зоне определяют при У =0.2.	При составлении таблицы принято АП:Л0 = 0,1. Данными таблицы можно поль.зоваться и при других значениях	(с точностью 5—10% при в < 1 и с точностью15% при *> 1),3.	При < hn:h0 значения т) и с определяются при У « - ^ ^ f где 6с на“
ходится путем последовательных приближений.
812,ПриложенияТаблица VII. 5Коэффициенты £с, *1 и с для расчета жесткости и раскрытия трещин изгибаемых
элементов прямоугольного сечения с одиночной и двойной арматурой и таврового
сечения с полкой в растянутой зоне|А' :ji00,20,61U62.26с0,270,260,250,240,230,21а = 0.1TQ0,860,870,880,890.900,90С0,630.640,660,680.690,716с0,360,350,330,310,280,26окоtoТ)0.820,830,850,870,890.90с0.520.550,570,600,640,666с0,420,400,370,350,310,29а = 0.3*)0.790.810,840,860,890,90 .-с0.460.480,530,560,610,656с0,470,440,400,380,340,30а = 0.4Ъ0,770,800,840,860,890.90с0.410.450,500,540,590.636с0.500,470,430,400,340,31а = 0.50,750,790,840,86. 0.890,90с0,380,410,470.520,580.626с0,530,500,450,410.350,32а = 0,60,730,780,830,870,89 -0,90с0,340,390,460,510,570.616с0,580,540,480.430,370,33я0оОСTJ0,710,770,830,870.890,90с0,300,350,430,500,560,606с0,620,570,500,450,380,34а= 1,0Т)0,690,760,840,870,900,91с0,260,320,420,480,550,606с0,650,600,520,460,400,35а = 1,2ТГ)0,680,760,840,880.900,91с0.240,300,400.470.540,596с0,700,640,540,480,400,35а = 1,6Т)0,650,750,840,880,900,91с0,200,270,380,460,540.596с0,730,660,560,490,410,36о<N11aIf)0,630,750,850,890,910,92с0,170,250,370,450,530,596с0,760,680,580,50,420,36а =2,4Т)0.620,750,860,890,910.92с0.150.240,360,450,530,59Примечания. 1. Значения £с, т\г& с для прямоугольных сечений с одиночной
арматурой и для тавровых сечений с полкой в растянутой зоне определяют при отно¬
шении fi' : {л = 0.2.	При составлении таблицы принято Ъ' = а': h0 = 0,1, но таблицей можно поль¬
зоваться и при других значениях 8' (с точностью 5—10%).3.	При £с < 25' значения т) и с определяются с учетом сжатой арматуры, если
6с > и без учета сжатой арматуры (р/ : ja = 0), если £с < Ь\
Приложение VIII813ПРИЛОЖЕНИЕ VIIIКОЭФФИЦИЕНТЫДЛЯ РАСЧЕТА БЕСКОНЕЧНО ДЛИННЫХ БАЛОК НА УПРУГОМ ОСНОВАНИИ
(ФУНДАМЕНТОВ, КУПОЛОВ, КРУГЛЫХ РЕЗЕРВУАРОВ)9ач«лф%0,01.00000.00000.09030.09963,1—0,04500,10,90040.09030.0724—0.001870.09803,2—0,04070.20.80240.09460.16270.0562—0,002383.3-0,03640,30.70780,2189—0.005820,09040.04213.40.40.61740,2610—0.0322—0.008530.08510.02983,50.50.53230.07930.29080,0191—0.0283—0.010593,6—0.02450.60,45300,30990,0100—0.012090,07320,70.37980.31993.7-0,0210—0.013100,06680.00240.80.31300.06020.32233,8-0,0177—0.013690,00380.90,25280.31853.9-0,0147-0.013920.05400.00891.00.19880.30964,0—0.01197—0,013860.04780.01291,10.15100,29674,1-0,00955—0.013560.04180,01601.20 10920.28074,2—0.00735—0.013070.03630.01811,30.07290.26264.3—0.00545-0.012430.03100.01961.40,04190,24300.02044,4—0.00380—0.011680.02611.50.01580,22260.02084,5—0,00235-0,010860.02171.6—0.00590,20184,6—0.00110-0.009990.01770.02061.7—0,02360.18120,02024.7—0.0002-0 009090,01401,8—0,03760.16104*8+0.000?-0.008200,01080.01951,9—0,04840.14154.90.0009-0.007320.00800.01842,0—0.05640,12315.00,0020—0.006460.00540.01742.1—0,06180,10575.20.00260—0.U04870.00340.01612,2—0.06520.08965.40.00290—0,003490.00160,01482.3—0.06680.00010.07485,60.0029-0,002330.01352.4—0.06690,00110.06135,80.0027. —0.001410.01222,5—0.06580.04916,00.0024—0,000690.00220.01082,6—0.06360.00280.03836.20,0020—0.000170.00962.70.06080.00350.02876.40,001650.000190.00832,8—0.05730.00380.02046.60.00130.000420.00712,9—0.05350.00420.013306,80.000950.000550.00633.0—0.04930.007037.00.00070.00060
8J4ПриложенияПРИЛОЖЕНИЕ IX
ТАБЛИЦА СОРТАМЕНТОВ ГИБКОЙ АРМАТУРЫТаблица IX. 1Площади поперечных сечений и вес круглых стержнейДиаметр •
в ммПлощадь поперечного сечения в смг при числе стержнейasв 5Jиm *Диаметр
в мм12345678930.0710,140,210,280,350,420,490,570,640.05533.50,096.0,190,290,380 480,580,670,770,860,0753,540.1260,250,380,500,630,760,88' 1,011,130,0984-4,50,159‘0,320,480,640,800,951.111.271.430,1254.5§0,1960,390,590,790,981.181.371,571.770,15455,50,2380,480,710,951.191,431,661,902.140,1885,560,2830,570,851.131,421,701,982,262.550,222;б"70,3850.771,151,541,922,312,693.083.460,302*780,5031.011.512,012,513,623,524.024,530,395890,6361,271,912,543,183,824,455.095,720,4999ю0,7851,572,363,14'3,934,715,506,287,070,6171012 ;1,1312,263,394,525,656,797,929,0510,180,88812141,5393,084,626,167,699,2310,7712,3113,851,20814162,0114,026,038,0410,0512,0614,0716,08'18,101,57816.182,5455,097.6310,1812,7215,2717,8120,3622,901,99818203,1426,289,41(^56)15,7118,8521,9925,1428,282,46620223,8017,6011,4015,2019,0022,8126,6130,4134,212,9842224 .4,5249,0413,5618,1022,6227,1431,6736,1940,713,551I24254,9099,8214,7319,6324,5429,4534,36‘39,2744,183,85325265,30910,6215,9321,2426,5531,8637,1742,4747,784,16826275,72611,4517,8122,9028,6334,3540,0845,8051,534,49527’ 286,15812,3218,4724,6330,7936,9543,1049,2655,424,83428307,06914,1421,2128,2835,3442,4149,4856,55, 63,625,54930328,04216,0824,1332,1740,2148,2556,3064,3472,386,313323610,180\ 20,3630,5440,7250,9061,0871,2681,44’ 91,627,990364012,560125,1237,6850,2462,8075,3687,92100,48113,049,87040
Приложение IX815Таблица IK• 2Сортамент холодносплющенной стали периодического профиля
(ГОСТ 6234-52)мпрофиляРазмеры в ммРасчетная
площадь
сечения
в см%Рес
I пог. м "В КЗh*гак64.50,280.26.54.80.330,2475.20,380,278630551090,500,3696.70,640,45107.50,790,56118.20,950,6712930551091,130,8112а95581015131,130,81139.730551091,330,9413э9.75581015131,330,941410,530551091,541,0914а10,5:5581015131,541,091511.21,771,2516122.011,431712,72.271,621813,52.541,8/1914,22,842.0120155581015133,142,232115,73,462.452216,53.82.72317.24.152.9424184,523,22518.74,913.472619.55.313,762720,25,734,042821.25581015136,164,353022.57,07532248£45,631н—г —»|
<Сечение 1-1
816ПриложенияТаблица IX. 3Сортамент горячекатаной стали периодического профиля марки Съ 5(ГОСТ 5781-53)Номера сече¬
ний (расчет¬
ный диа¬
метр dp
в мм)Размеры в ммРасчетная
площадь
сечения в см2Теоретический
вес 1 пог. м
в кгddthiаb109,311,3171,510,780,62121113,51,257211,130,89141315,51,257211,541,211615181,58212,011,581817201,5821,52,542201922 ,1.5821,53,142,472221241.5821,53,82,982524271,5821,54,913,852826,530,5292,51,56,164,833230,534,521032Д046,3136- 34,539,52,5123210,187,9940 •38,543 52,5123212,579,874543493153,52,515,912,485048543153,52,519,6315,4155535931542,523,7618,6560586431542,528,2722,197068743154,52,538,4830,218077,583,53154,52,5• • 50,2739,469087,593,531552,563,6249,94п.о 1-1По 1-ГК табл. IX.4Таблица IX. 4Сортамент горячекатаной низколегированной стали периодического
профиля марки 25Г2С		 (ГОСТ 7314-55)Номера сече¬
ний (расчет¬
ный диа¬
метр dp
в мм)Размеры в ммРасчетная
площадь
сечения
в см2Теоретический
вес 1 пог. м
в кгddxh/аb65,756,750,5510,50,2830,22276,757,750,5510,50,3850,30287,590,7551,250,750,5030,39598,5100,7551,250,750,6360,50109,311.3171.510,7850,62121113,51,257211,130,89141315,51,257211,541.211615181.58212,011,581817201,5821.52,542,062019221,5821.53,142,472221241,5821,53,862,982524271,5821.54,913,852826.530,5292.51.56,164,833230,534,5210328,046,313634,539,52,5123210,187,9940 .38,543.52,5123212,579.87
Приложение IX817Таблица IX. 5Сортамент сварных сеток (по данным ГОСТ 8478-57)Тип сетокМаркасеткиПлощадь сечения
арматуры на
1 пог. м в смгШирина сет¬
ки по осям
крайних
стержней
в ммВес рулона
в кгТеоретиче¬
ский вес
1 м* сетки
в кгпродо¬льнойпопе¬
речной .Рулонныес продольной рабочей арма¬
турой из холоднотянутой
проволоки(рис. I. 19, а)3-15/34-20/34-15/35-20/4
5-15/45.5—15/4
5-10/45.5—10/40,4?!
D',63
0.83
0,98
1,31
1,58
1,96
' 2,370,2914001500Г9002-300От 100
до 5000,650,800,971,291,561,842,032.38' 0,50с поперечной рабочей арматурой
(рис. 1. 19, б)из холоднотянутой
проволоки3/3-153/4-203/4-154/5-204/5-154/5,5-150,290,470,630,830,981,311,581400
1500
1900
2 300От 100
до 5000,660,790,961,281,541,770,50из горячекатаной ста¬
ли периодического
профиля марки 25Г2С4/6-154/7-154/8-155/9-155/10-155/9-105/10-100,421,882,573.34
4,24
5,236.35
7,852 300
2650От 200
до 5001.912,483,104,124,855,766,930.65с рабочей арматурой из хо¬
лоднотянутой проволоки
в обоих направлениях
(рис. I. 19, в)4-205-20
5-155.5-15
5-105.5-100,630,981,311,581,962,370,630,981,311,581,962.371	400*2	300
2 650От 200
до 5001,061,662,162,62ЗД53,81Плосскиес продольной рабочей арма¬
турой из горячекатаной
стали периодического про¬
филя марки 25Г2С
(рис. 1. 19, а)8-20/5
&15/5;9-15/5
40-15/5,59-10/5,510-10/5,52,523.35
4,24
5,236.35
7.850.651500
1900
2 300—2,82-3,434.205.21
5,93
7,150,79с рабочей арматурой из го¬
рячекатаной стали пери¬
одического профиля марки
25Г2С в обоих направлениях
(рис. I. 19, в)8-208-159-15
10-159-1010-102,513.35
4.24
5,236.35
7,852,51 •3.35
4,24
5,236.35
7,852 300
2 650 -—4,245,557,018,8310,2212.65Примечание. В графе „Марка сетки* указаны диаметры стержней н расстоя¬
ния между рабочими стержнями; расстояние между распределительными стержнями из
холоднотянутой проволоки —25 см и из стали марки 25Г2С — 30 см.*	Ширина- 1400 мм относится только к маркам 4-20 и 5-20.
Данные дгля проектирования сварных каркасоз и сварных сеггох818'ПриложенияаILOюСО<в *
® 2£ V* о-22 ао ЛX *я а
ч а
хt-* s
*а<u £S'Sаа4>к 5
ао"Ss«. oj«чstcx,EОS4'Я§Жn.<Nw >,
*
я b
я оQQ <DH 49. xH CO>» я
p ffl
s.g.so.со °5*>о vrC
я 43
o-.nXя	«t_	оо	*<У	Д2	P
о00>>
I *s вXUis6§6* я ^ * в . «
§g g Ш5■ ISg’s&oj
S-8 S.* ft в s§яяоCL£«&ss*^ o.
8
s «ffi P->*o *0- g8-3«!|я-ч * c 5
S’Sagglu о К о2 яооCSIоюоюооооЙою8§яяоо,Н «о а>есаа>
ж Ь
8.°
е X
я- 3*а о
Я'оооо00осоою§оюX Ж
>» 2
а*я «яСи 4>С В
жm о,88
оа о0-1-IСЗ О .S.S*Л -«я о.—.
* *■
яII-§Sg.осасооо3оосооосоол8сооосо8о■8о*О)шС*§SSо а
3 2
m оо Я
&§8‘§
>,3
я оS Iясе X
о a>»о-яSСиояX л
3 нч8
Я §*5 Sh «13 НЯ оs зя *
*0^3М
с >,р S*я =В *о
я * *я э
o.S aVс2 5 !'л к пS 2 |"cl в. 55
Приложение X819ПРИЛОЖЕНИЕ X
УСЛОВНЫЕ РАСЧЕТНЫЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ МАТЕРИАЛОВ
ДЛЯ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ		. Таблица ХЛУсловные расчетное сопротивления (пределы прочности) бетона в кг/см2Вид напряженного
состоянияУсловноеобозна¬чениеУсловияприго¬товлениябетонаМарка бетона507510015020030040050060Э1. Сжатие осевое (приз¬1менная прочность),за исключением слу¬чаев проверки предва¬рительного обжатиябетона сборных эле¬1ментов 		 ♦ .^?ПО. VА2436487090140190230270t4r* JБ22334465801301702102502. Сжатие осевое (приз¬менная прочность)при проверке предва¬рительного обжатиябетона сборных эле¬ментов *«««•••Дпп VА29435883105165220270ЗЗЭпр. у.Б2640537696150200250ЗОЭ3. Сжатие при изгибе,за исключением слу¬чаев проверки пред¬варительного обжатиябетона сборных эле¬ментов 		уА30456085110170230280330Б274155801001602102603104.» Сжатие при изгибепри проверке предва¬рительного обжатиябетона сборных эле¬ментов .......Ru. уА355570100130200275340400Б335065931201902503153 755. Растяжение ♦ . • .Яр. УА и Б456.58.ю-151820: 21: * Примечания. 1. Значения условных расчетных сопротивлений при растяже¬
ний бетонов на глиноземистом цементе принимаются с коэффициентом 0.7.2. При расчете изгибаемых элементов сборных конструкций с учетом коэффи¬
циента условий работы ш= 1,1 значения условных расчетных сопротивлений бетона
должны во всех случаях приниматься по строке Б.Таблица Х.2Условные расчетные сопротивления бетона на выносливость при р<0,1 в кг/см*Вид напряженного СостоянияУсловноеобозна¬чениеУсловияприго¬товлениябетонаМарка бетона200300400600600Сжатие осевое (призменнаяпрочность)	^пр. уАБ656010095135
. 130170160205190я'вА80125170215• 260и* уБ75•115160205245Яр.уА и Б8,511,5V 141516Таблица Х.ЗКоэффициенты kv при 0,1 < р < 0,70,20.30.40.50.60.71.051.11.151.21.251.3
820Приложенияа»a2оО •оооооооо00юСОг-союГОСОТГсоа>юоооооюооСОсмсоСОюСО88оооо8ооососо00юсо05СОсоюСОюCDООГ-сосо00о8юооСОсо*tt>»2о.>»f-edSQ.SHОClV2xHo>IT4>2Xoa01ооооооооLQо»—1сооСОоГ--со00СОCOCOооооо8сосоLQог^.соо>оооог-соСОсосоооооооооюоCN00соосог^-СОоГ--'Оaа« X Ш
§«*
s-g s^ о
s о 2 ..CO S S
n	sa	=>» я 33	со- CU	trС CO	£_ CO	SCU СО	Я
Я||"
1 s ieI s-8!нCOSяQ.COCU>>Hта sX cu°-g £
*52x a
°£
I
(0
»0iО_ та	*e-goS.s 8	gr> О	ffl05	Ф*	g“ggo>> E Я	«X	05о? К vo	таH c0 jsj	STУ H U	>,6	>> со	r?(X x s	иCOa>5 4
2 s
я оsrcu »s
cu ой я5 cr*
о <uС Си
О)о? 5
со 9
н 1=1я
о?В gОн з*юX XО*сX5X6X X
0*II'gси>>ёси^ ^	ЯО- Ъй	я„ У	sЯ я	соси	ггс со	£со	Sсо	aо- о	о-ь I	с| |	*си ^	о— а)яCUЯСОCU>»нСОя® S
■§-
S каг 1>>якьосоа яоW к2 s'** о 8е
8,8 S
S " sО О °с со:к \о та
со X tr
ь и >»
>> со t;
КоФч
я
*? °
аоЯОн о
’ § *
о S
с си
а05 оS§я* g
о? р
§ g
CU 5Г
vo4X XCfcT£X£саII>>хОСX х°ьIсаII
>.
хС*w а о:•со g сол m	иЧ Ш	>»СО	CU
н КОто	юн	ю^	00с 5*
3 S £^2 §ShСОО Sob
5 § S.U
g ч с Оas§bсо оX	UJо
к оСО JDЯ	03
лЧ QH2 *Г?та £
« к
|в
§5
!§
сSo82Я '2S.SCD 3Я Д
Ксо Cu J^r
Я Я *9СГ оО ODа0^
с и оок 3 Й
* &!«гая ей а>
g я с8О ас оо <и 2
3 О-
я а Н
hgoS S >,У	я2*	оР	О-§a S	°О.В 2518-1
-«оо ^
а^9Я «3	ял я чз
я а>о» е; Оjg ш соЯ -»£§ ё 1
о-Э-яа) о д-
s о К§ Й ®
5|В® S нB^sr ^
н та ^a o-gз «§1^И ч §
о ^2о нСО о я
ы ^! О >»
си „| ь ао оО ^ °vo 2 55
с игн	0>О л П,с н ш
>>« с
со я ЯЯ "Я м
Я О»я си 5
§ с я
5нО
та а» g-
\о >» кЕЭаН Ч Я
о о g■ §5М S со1^5
§ 8
hi
м о лR О ° .58?|«g г §
а s s-|
« s с ^04	си
-gg|
^ (у О) соС&§ I •о- а-'хзя я си
си си tj
с с иг5л§
Приложение X821Таблица Х.5Условные расчетные сопротивления арматуры /?R. у и /?а. у в кг/смаУсловия работы арматуры№п/пВид арматурырастянутая продоль¬
ная арматура и рас¬
тянутая поперечная
арматура при рас¬
чете на изгиб по
косому сечению^н. у“^атн^н*^а. у=*ата^арастянутая попе¬
речная арматура
при расчете по
поперечной силе^н. у= *атн ^н^ н ’^а. у=^ататн^ аСжатаяарматура^н. у“*аотн^н»^а. у=^ата^а1Горячекатаная периодиче¬
ского профиля:
из стали марки 30ХГ2С51004 1003 6002из стали марки 25Г2С3400270034003из стали марки Ст. 52400190024004из стали марки 25Г2С,
упрочненной вытяж¬
кой до 5 500 кг/см*9
но при удлинении
не более 3,5% . . .45003 5003 4005из стали марки Ст. 5,
упрочненной вытяж¬
кой до 4 500 кг/см2,
но при удлинении не
более 5,5% . . . .370030002 4006из стали марки 25Г2С,
подвергнутой вы¬
тяжке на 3,5%, без
контроля напряже¬
ния4 0003 2003 4007из стали марки Ст. 5,
подвергнутой вы¬
тяжке на 5,5% без
контроля напряже¬
ния .«.••••«32502 60024008Холодносплющенная пе¬
риодического профиля:
из стали марки Ст. 53150250031509из стали марок Ст. 3
и Ст. 0	240017002 40010Проволока стальная низко¬
углеродистая холодно¬
тянутая (ГОСТ 6727-53)
при диаметрах:
от 3 до 5,5 мм. . . .31502 2003150Иот 6 до 10 мм . . . .2 5001 750250012Горячекатаная круглая,
полосовая и фасонная:
из стали марки Ст. 321001700210013из стали марки Ст. 017001350170014Горячекатаная круглая,
упрочненная вытяжкой:
из стали марки Ст. 325002 0002 1Q015из стали марки Ст. 0210017001700Примечания. !. В конструкциях, включающих легкий бетон марА ниже 100, условное рас¬
четное сопротивление ненапрягаемой арматуры, располагаемой в легком бетоне, независимо от марки
стали принимается как для горячекатаной арматуры из стали марки Ст. 0. Более высокие значения
условных расчетных сопротивлений арматуры в легком бетоне разрешается принимать только, если
это предусмотрено техническими условиями или специально обосновано.2.	Полное использование условного расчетного сопротивления ненапрягаемой арматуры из стали
марки Ст. 3, упрочненной вытяжкой, допускается только для арматуры диаметром до 12 мм при при¬
менении ее в сварных каркасах и сварных сетках; в остальных случаях условное расчетное сопротив¬
ление этой арматуры принимается как для арматуры из стали марки Ст. 3, не подвергнутой упрочнению.3.	Приведенные в табл. Х.5 условные расчетные сопротивления для стали марки Ст. 3 и Ст. 5
относятся к арматуре диаметром до 40 мм.4.	При применении арматуры из холоднотянутой ненапрягаемой проволоки для хомутов вязаных
каркасов условное расчетное сопротивление этой арматуры принимается как для горячекатаной арма¬
туры из стали марки Ст. 3.
ПриложенияW6ПРИЛОЖЕНИЕ XIОТНОШЕНИЯ ^ ДЛЯ СЕЧЕНИЙ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ“железобетонных конструкцийМп/пХарактеристика сеченийIs.Форма поперечного
сеченияПрямоугольное сечение1.75IТавровое сечение с полкой, расположенной при
расчете на трещиностойкость у сжатой грани1,75Тавровое сечение с полкой (уширениями), распо¬
ложенной при расчете трещиностойкости
у растянутой грани:Ьу	Ну< 2 независимо от отношенияа)	приб)	прйв) при —г" > 2 и -Т- < 0.2■1,751,751.5-таДвутавровое симметричное (коробчатое) сечение:Ьл byа) при -т- = < 2 независимо от отноше-НИЙТ = 1Гb b
б) np(i 2 < -jj- = -£■ < 6независимо ототношений = -zr-AyАв) приг) при 6< -у = —< \5ц — = ~ <0.2
Д) при	> 15 и = Х <0.1 .1,751,5IjS1*251.1Двутавровое несимметричное сечение, удовлетво-
Ьи 'ряющее условию -j- < 3:• V	^У	л	^уа) при -j- < 2 независимо от отношенияЬуо) при 2< -у < 6 независимо от отноше-
hYh	нияв) при > 6 и -j- > 0,11.751.5151ПЖ I
Приложение XI823Продолжение приложения XI№п/пХарактеристика сеченийФорма поперечногосеченияДвутавровое несимметричное сечение, удовлетво¬
ряющее условию 3 < < 8:by	h-oа)	ПРИ	^ независимо от отношения ~hvб)	при >4 и -jj- ^ 0,2bу . Лу Л _в)	при “gi > 4 и < 0,21.51.51,25Двутавровое несимметричное сечение, удовлетво*
ряющее условию > 8:а)	при -^ > 0,3	hvб)	при -j- < 0,3	1,51,25таа)	Круглое сечение и кольцевое при<0,4dб)	Кольцевое сечение при 0,4 < ^-<0,8dв)	То же, при -q > 0,8 ....... .1,91,751,6Крестовое сечение;а)	при -^>2 и 0,9 >-^>0,2б)	в остальных случаях ....21,75
ЛИТЕРАТУРА
К части первой. Лолейт А. Ф., О необходимости построения формул для подбора сечейий эле¬
ментов железобетонных конструкций на новых принципах, «Строительная промышлен¬
ность» JMb 5, 1932.Гвоздев А. А., О пересмотре способов расчета железобетонных конструкций,
Госстройиздат, 1934.Гвоздев А. А., Б о р и ш а н с к и й М. С., К вопросу о расчете изгибаемых
элементов по стадии разрушения, «Проект и стандарт» № 6, 1934.Б о р и ш а н с к и й М. С., Исследование работы внецентренно сжатых элементов,
«Проект й стандарт» № 6, 1936.Гвоздев А. А., Васильев А. П., Дмитриев С. А., Изучение сцеп¬
ления нового бетона со старым, 1936.М у р а ш е в В. И., Расчет железобетонных элементов по стадии разрушения,
Госстройиздат, 1938.. Пастер н^ак П. Л., Расчет железобетонных сечений на внецентренное сжатие
и растяжение по' разрушающей нагрузке, «Строительная промышленность» № 9, 1939.Дмитриев С. А., Расчет железобетонных сечений кольцевого сечения, «Строи¬
тельная промышленность» № 2, 1940.Под ред.' Келдыша В. М., Расчет и проектирование элементов железобетонных кон¬
струкций по разрушающим усилиям, Стройиздат, 1940.М у р а ш е в В. И., Теория появления и раскрытия трещин, расчет жесткости железо¬
бетонных элементов, «Строительная промышленность» № 11, 1940.Б у ш к о в В. А., Железобетонные конструкции, Стройиздат, ч. I, 1940; ч. II, 1941.Васильев А. П., Железобетон с жесткой арматурой, Стройиздат, 1941.Кал ьницкий А. А., Кувалдин А. Н., Овечкин А. М., Материалы
к курсу железобетонных конструкций, Классическая теория расчета железобетонных
элементов, изд. Военно-инженерной Академии Красной Армии имени В. В. Куйбышева, 1941.Столяров Я- В., Введение в теорию железобетона, Стройиздат, 1941.Таль К. Э. иКостюковский М. Г., Расчет и конструирование элементов
железобетонных конструкций, Стройиздат, 1941.Т воздев А. А., Указания по проектированию и применению бетонных и железо¬
бетонных^ конструкций в условиях военного времени, «Строительная промышленность»ЦЙИПС, Васильев А. П., Проектирование железобетонных конструкций
с жесткой арматурой, Лаборатория железобетонных конструкций, вып. 2, Стройиздат, 1943.Овечкин А. М., Расчет отогнутых стержней и хомутов по стадии разрушения,
«Строительная промышленность» № 9, 1943.Пастернак П. Л., Замечания к проекту норм проектирования железобетонных
конструкций, «Строительная промышленность» № 7, 1944.Боришанский М. С., Расчет отогнутых стержней и хомутов в изгибаемых
железобетонных элементах по стадии разрушения, Стройиздат, 1946.Силовая калибровка арматурной стали по способу инж. Л. Б. Митгарца, Строй¬
издат, 1946.Лессиг Н. Н., Плоские сварные каркасы и сетки для армирования железобе¬
тонных конструкций, «Строительная промышленность» № 10, 1948.Пастернак П. Л., Комплексные конструкции, ‘Стройвоенмориздат, 1948.•Гвоздев А. А., Расчет несущей способности конструкций по методу предельного
равновесия, Стройиздат, 1949.Под ред. Келдыша В. М., Материалы к теории расчета конструкций по предель¬
ному состоянию, вып. II, Стройиздат, 1949.‘Немировский Я. М., Жесткость изгибаемых железобетонных элементов и рас¬
крытие трещин в них, ЦНИПС, Исследования обычных и предварительно напряженных
железобетонных конструкций, сборник статей, Стройиздат, 1949.И в а н о в-Д я т л о в И. Г., Железобетонные конструкции, изд. Министерства ком¬
мунального хозяйства РСФСР, 1950.
Литература.825Инструкция по расчету плит и второстепенных балок железобетонных перекрытий
с учетом пластических деформаций (И 132-50), Стройиздат, 1950.Мурашев В. И., Трещиноустойчивость, жесткость и прочность железобетона,
Машстройиздат, 1950.Балдин В. А., ГольденблатИ. И., Коче новВ.М.,Пильд и ш Ь\. Я,
Таль К. Э., под редакцией Келдыша В. М., Расчет строительных конструкций по пре¬
дельным состояниям, Госстройиздат, 1951.Рыжик С. Д., Сборный железобетон, Государственное издательство литературы
по строительству и архитектуре, 1951.Сахновский К. В., Железобетонные сооружения, ОНТИ, 1932, то же, 1933;
то же, 1935; Железобетонные конструкции, Госстройиздат, 1939; то же, Стройиздат, 1946;
то же, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1951.Троицкий Е. А., Расчет и проектирование мостовых пролетных строений из
предварительно напряженного железобетона с мощными арматурными пучками (проект
технических указаний), Трансжелдориздат, 1951.Инструкция по применению горячекатаной арматуры периодического профиля в желе¬
зобетонных конструкциях (И 103-52), Государственное издательство литературы по строи¬
тельству и архитектуре, 1952.Келдыш В. М., К а л ь н и ц к и й А. А., Жданов В. С., Физико-механи-
ческие свойства бетона и железобетона, изд. Военно-инженерной академии имени
В. В; Куйбышева, 1952,Калашников Н. А., Комбинированный напряженно армированный бетон
и возможности его применения в городских и автодорожных мостах, Издательство Мини¬
стерства коммунального хозяйства РСФСР, 1952.НИИ по строительству, Исследования, Железобетонные конструкции, сборник статей
Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952.ЦНИПС, Вопросы современного железобетонного строительства, Государственное
издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952.ВНИИ МПС, М а з и н Д. М., Изготовление мостовых пролетных строений из пред¬
варительно напряженного железобетона с мощными арматурными пучками, Трансжел¬
дориздат, 1952.Временная инструкция по проектированию железобетонных конструкций, армиро-/ И 166-52 \ванных несущими сварными каркасами I "досПТИ J* Государственное издательство лите¬
ратуры по строительству и архитектуре, 1953.Горюнов Б. Ф., Предварительно напряженный железобетон в гидротехническом
строительстве, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре,1953.Инструкция по проектированию предварительно напряженных железобетонных
/И 148-52 \конструкции ( мсПТИ у * Государственное издательство литературы по строительству и
архитектуре, 1953:Келдыш В. М., Антонов К. К., Попов А. Н., Исследования конструк¬
ций высотных зданий, Государственное издательство литературы по строительству
и архитектуре, 1953.Р а т ц Э. Г., Исследования сборных железобетонных конструкций, Труды НИИЦе-
мента, вып. 6, Промстройиздат, 1953.Штаерман М. Я., Выбор оптимального способа расчета изгибаемых железо¬
бетонных элементов, Государственное издательство литературы по строительству и архи¬
тектуре, 1953.Аваков А. И., Холодносплгащенная арматура периодического профиля для
железобетона, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре,1954.Горнов В. Н., Исследования прочности и жесткости индустриальных конструк¬
ций жилых зданий, Государственное издательство литературы по строительству и архи¬
тектуре, 1954.	•ЦНИПС, Исследования по жароупорному бетону и железобетону, Государственное
издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954.Академия архитектуры СССР, Исследования прочности, жесткости и устойчивости
крупнопанельных конструкций; сборник статей, Государственное издательство литера¬
туры по строительству и архитектуре, 1954.Академия архитектуры СССР, Искусственные пористые заполнители для легких
бетонов, сборник статей, Государственное издательство литературы по строительству
и архитектуре, 1954.Строительные нормы и правила (СНиП), часть I и II, Государственное издательство
литературы по строительству и архитектуре, 1954.А х в е р д о в И. Н., Г о д з и е в Н. С., О в а д о в с к и й И. М., Легкий бетон,
Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
826ЛитератураБычков М. И., Расчет арматуры во внецентренно сжатых железобетонных эле¬
ментах таврового сечения, Свердловск, 1955.Гвоздев А. А., О перераспределении усилий в статически неопределимых железо*
бетонных обычных и предварительно напряженных конструкциях,.Государственное изда¬
тельство литературы по строительству и архитектуре, 19о5.Дмитриев С. А., Кал ату ров Б. А., Развитие методов расчета предва*
рительно напряженных железобетонных конструкций в СССР, Государственное издатель
ство литературы по строительству и архитектуре, 1955.ЦНИПС, Исследование прочности, пластичности и ползучести строительных мате¬
риалов, сборник статей, Государственное издательство литературы по строительству
и архитектуре, 1955.Михайлов В. В., Метод непрерывного напряженного армирования железобе*
fOHa, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.Михайлов В. В., Самонапряженный железобетон, Государственное издательство
литературы по строительству и архитектуре, 1955.Нормы н технические условия проектирования бетонных и железобетонных кон
струкций (НиТУ 123-55), Государственное издательство литературы по строительству
и архитектуре, 1955.Симонов М. 3., Бетон и железобетон на пористых заполнителях, Государствен-
ное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.Таль К. Э., Расчет бетонных и железобетонных конструкций по расчетным пре*
дельным состояниям, Государственное издательство литературы по строительству и архи¬
тектуре, 1955.Технические условия по контролю прочности и жесткости железобетонных деталей
ж / ТУ 204-56 \ „сборных конструкций I доСПМХП 7* Государственное издательство литературы по строи¬
тельству и архитектуре, 1955.UHHHG МПС, Исследования железобетонных мостовых конструкций, сборник ста¬
тей, вып. 19, Трансжелдориздат, 1956.Инструкция по применению сварных каркасов и сварных сеток в железобетонных
/ И 122-56 \ „Конструкциях ( Д1СПМХП'У> Госстройиздат, 1957.„	/И 123-55 \Инструкция по расчету сечений элементов железобетонных конструкций t доспмхп J*Государственное издательство литературы по строительству в архитектуре, 1956.Нерви П. Л., Строить правильно (пути развития железобетонных конструкций),
Госстройиздат, 1956,Табенкин Н. Л., Расчет хомутов и отогнутых стержней в изгибаемых железо¬
бетонных элементах, Госстройиздат, 1957.Некрасов К. Д., Жароупорный бетон, Промстройиздат. 1957.Госстрой. Инструкция по проектированию предварительно напряженных железо-
бетонных конструкций (СН 10-57), Госстройиздат, 1958.НИЙЖБ, Указания по технологии изготовления предварительно напряженных
железобетонных конструкций с пучковой арматурой, Госстройиздат, 1958.К части второйЦНИПС, Гвоздев А. А. и Мурашев В. И., Инструкция по расчету железо¬
бетонных рам и каркасов (проект), изд. Наркомата тяжелой промышленности, 1932.ЦНИПС, Инструкция по расчету и проектированию безбалочных перекрытий (проект),
Госстройиздат, 193§.Смотров А. Ф., Решение плит, нагруженных сплошной нагрузкой по закону
трапеции, ОНТИ, 1934.Ерохин И. П. и М а д и е в A. Q., Формулы для расчета сложных рам методом
расчленения, ОНТИ, 1935.Промстройпроект, Справочник проектировщика; т. II, Госстройиздат, 1954; т. IV,
ОНТИ, 1935.. Шебу ев Б. А., Железобетонные резервуары, бункеры, силосы, ОНТИ, 1935.ЦНИПС, Инструкция по проектированию и расчету монолитных тонкостенных
покрытий и перекрытий, ОНТИ, 1937.К р е ч м е р В. В., Расчет и проектирование плоских железобетонных фундаментов,ч.	1, ОНТИ, 1937.фр айфельд 6. Е., Производство железобетонных балок, армированных пред¬
варительно натянутой стальной проволокой, «Промышленность строительных материалов»
№ 4, 1941.ЦНИПС, Инструкция по усилению железобетонных конструкций, М, 1942.
Литература£27ЦНИПС, Инструкция по проектированию предварительно напряженных железо¬
бетонных конструкций и указания по их изготовлению (проект), Стройиздат, 1943. ' -ЦНИПС, Васильев А. П., и Л е с с и г	Железобетонное фермы ДЛйпокрытий промышленный зданий, Стройиздат, 1944.	vЯкубович М. А., Легкий железобетон в технических зданиях на желёзйодо'
рожном транспорте, Тбилиси, 1944,М й х к й лов В. В.* Восстановление железобетонных конструкций с примёнёнйёй
расширяющегося цемента, Стройиздат, 1945.	:СахновскийК. В., Предварительно напряженные железобетонные конструкции*
изд. ЛКВВИА, 1946.Васильев А. П., Сборные железобетонные конструкции заводского изготовлен
ния, «Строительная промышленность» № 5, 1947. *Ж е м о ч к и й Б. Н. и С й й и ц ы н А. П., Практйческие методы расчета фун¬
даментных балок и плит на упругом основании без гипотезы Вийклера, Стройиздат, 194?.Коровкин А. П., Предварительно напряженный железобетон, Трансэкелдор-
издат, 1947.Прёдйарительно Напряженные железобетонное койструкции, сборник статей, Огрой-
издат, 1947.Костюковский М. Г. й Васильев Б. Ф., Применение передвижйой
инвентарной опалубки при вОзведёййи промышленных зданий с железобетонными покры;.
тиями, «Бюллетень строительной техники» N° 19, 1948.Литвинов И, М., Инструкция по усилению- и восстановлению железобетонных
конструкций методом Инж. Литвинова И. М., Харьков, 1948.Власов В, 3., Строительная механика тонкостенных пространственных систем,
Стройиздат, 1949.Власов В* 3., Общая теорйя оболочек и ее приложение в технике, Государствен
ное издательство технико-теоретической литературы, 1949.Г р р б у н о в-П о с а д о в М. И., Балки и плиты на упругом основании. Мага
стройиздат, 1949.К о с т ю к о в с к и й М. Г., Новые технические решения одноэтажных промыщ
ленных зд&ний, «Строительная промышленность» № 3, 1949.Михайлов В. В., Новые пути развития предварительно напряженного железо
бетона, ЦНИПС, Исследование обычных и предварительно напряженных железобётоннц*
конструкций, сборник статей, Стройиздат, 1949.Михайлов В. В., Расчет прочности и трещиноустойчивости предварительно
напряженных железобетонных конструкций (там же).Скрябин И. Е., Конструкция и теория расчета железобетонных балочнОх систем
с искусственно напряженной арматурой, йзд* Министерства коммунального хозяйства
РСФСР, 1949.Михайлов К. В., Предварительно н&пряжейные жеЛезобеТоййые круглые резер¬
вуары, Машстройиздат, 1949.Труды IV Всесоюзной конференцйи по бетону й железобетонным конструкциям,ч.	1, II, III, Стройиздат, 1949.Давыдов С. С., Расчет и проектирование подземных конструкций, Стройиздат,1950.КТИС, Инструкция по проектированию фундаментов промышленных зданий, Строй
издат, 1950.Овечкин А. М., Расчет железобетонных круглых резервуаров, Стройиздат,1950.Пастернак П. Л,, Марьясина И. Е., Железобетонные часторебристые
перекрытия и настилы, Машстройиздат, 1950.Ухов Б. С.* Возведение ^тонкостенных железобетонных оболочек, Стройиздат,1950.Гершберг О. А,, Со р о к е р В. И.,Заводы железобетонных изделий, Строй¬
издат, 1951*Овсянкин В. И., Железобетонные напорные трубы, Стройиздат, 1951.Под ред. Власова В. 3., Экспериментальные и теоретические исследования тонко¬
стенных пространственных конструкций, сборник статей, Государственное издательство
литературы по строительству и архитектуре, 1952.Временные технические условия на трубы железобетонные предварительно напря^,	/ ТУ 67-51 \ ■■женные напорные и соединительные муфты к ним I доспТЙ )> Указания по расчету'	/У 96-50 \ ^железобетонных предварительно напряженных нацорных труб 1“д\о=ГШ у» Государст-эенное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952.Кузнецов Г. Ф., Морозов Н. В., Новый этап индустриализации жилищ¬
ного строительства, «Городское хозяйство Москвы» № 10, 1952.
Литература\ Указания по возведению железобетонных конструкций промышленных зданий
и сооружений индустриальными методами (УСП 101-51), Государственное издательство
литературы по строительству и архитектуре, 1952.Указания по проектированию сборных железобетонных каркасов и крупных панелей
перекрытий многоэтажных жилых зданий (У 104-52), Государственное издательство лите¬
ратуры по строительству и архитектуре, 1952.; X а?йду ков Г. К., Производство крупных железобетонных деталей в бетонных
матрицах, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952.Г о р б у н о в-П о с а д о в М. И., Расчет конструкций на упругом основании,
Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.Литвиненко В. И., Железобетонные бункеры и силосы, Государственное изда¬
тельство литературы по строительству и архитектуре, 1953.Р а т ц Э. Г., Железобетонные конструкции, Государственное издательство лите-
ратуры по строительству и архитектуре, 1953.Хайдуков Г. К., Железобетонные конструкции, изготовляемые в матрицах,
Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.Штаерман М. Я., Ивянский А. М., Безбалочные перекрытия, Государ
ственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.В о л ж е*н с к и й А. В., л и с л я к о в Л. А., Производство железобетонных пусто¬
телых балок-настилов и панелей перекрытий, Государственное издательство литературы
по строительству и архитектуре, 1954.Временные указания по применению сборных железобетонных конструкций и деталей
в строительстве (У 107-54), Государственное издательство литературы по строительствуи.	архитектуре, 1954.Коренев Б. Г., Вопросы расчета балок и плит на упругом основании, Госу-
дарственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954.ПастеЬнак П. Л., Аваков А. И., Бердичевский Г. И., Михай¬
лов К. В., Сборные покрытия промышленных зданий из предварительно напряженных
балок и панелей комплексной конструкции, Государственное издательство литературы
по строительству и архитектуре, 1954.Пастернак П. Л., Основы нового метода расчета фундаментов на упругом
основании, при помощи двух коэффициентов постели, Государственное издательство лите¬
ратуры /По строительству и архитектуре, 1954.Технологические правила по электросварке арматуры железобетонных конструкций
/ ТП 2-54 \( Минет ой Ь Государственное издательство литературы по строительству и архитек¬
туре, 1954.Успенский В. В., Снижение стоимости сборного железобетона, Госстройиздат,1954,	1956.. Под ред. Будникова М. С., Новое в строительной технике, вып. VII, «Строительные
конструкции», 1955.Временные указания по дуговой ванной и электрошлаковой сварке стыков арматуры.	,( У 141-55 \железобетонных конструкций Гд5ШмХП"у * Государственное издательство литературыпо строительству и архитектуре, 1955.Качан И. К., Анисимов А. П., Берестецкий Г. И., Марченко Д. А.
и Р о.з е н б е р г Д. А., Опоры из центрифугированного железобетона линий электро¬
передачи и линий связи, Грозный, 1955.Кузнецов Г. Ф., Морозов Н. В.,Ливчак И. Ф., Руководство по проекти¬
рованию жилых и общественных зданий с панельными и каркасно-панельными конструк¬
циями, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.Родов Г. С., Некоторые усовершенствования способов изготовления предвари¬
тельно напряженных железобетонных конструкций с пучковой арматурой, Ашхабад, 1955.Троицкий Е. А., Богданов Н. Н., Иосилевский А. И., Пролет¬
ные строения железнодорожных мостов из предварительно напряженного железобетона,
Трансжелдориздат, 1955.ЦНИПС, Временная инструкция по технологии изготовления предварительно напря¬
женных (струнобетонных) конструкций, 1955.Всесоюзная конференция по железобетону и бетону (30 мая — 3 июня 1955), Мате¬
риалы работы секций, Госстройиздат, 1956.Глуховский А. Д., Железобетонные безбалочные безкапительные перекрытия
для многоэтажных зданий, Госстройиздат, 1956.Калманок А. С., Пространственная работа сборных многоэтажных зданий,
Госстройиздат, 1956.Каплунов 3. В., Сборные крупноразмерные конструкции жилых зданий, Гос¬
стройиздат, 1956.Мариенгоф Г. Д., Шур А. И., Производство сборных железобетонных кон¬
струкций и деталей, Промстройиздат, 1956.828.
Литература829Кузнецов Г. Ф., Морозов НтВ., Антипов Т. П., Конструкции много¬
этажных каркасно-панельных и панельных жилых домов, Госстройиздат, 1956.•	Куре к Н. М., Островский М. В., Сборный железобетон в странах.; народ¬
ной демократии, Госстройиздат, 1956.	/ >НТО строительной промышленности СССР, Совещание по сейсмостойкому строитель:,
ству, 1956.	’’г *Опыт строительства за рубежом (в странах Западной Европы), Госстройиздат,^1956/
Опыт строительства за рубежом (в странах народной демократии), Госстройиздат, 1956.
Опыт строительства за рубежом (на стройках Англии), изд. «Правда», 1956!Опыт строительства за рубежом (в Соединенных Штатах Америки), Госстройиздат, 1956.
Перельштейн Н. Л., Пучки высокопрочной проволоки для напряженно арми¬
рованных железобетонных конструкций, «Новая техника и передовой опыт в строительстве»JSfs 4, 1956.		Петерман А., Железобетонные резервуары для хранения нефти и нефтепро-.
дуктов, Гостоптехиздат, 1956.Скрамтаев Б. Г. и Элинзон М. П., Легкие бетоны, Промстройиздат, 1956.
Типовые предварительно напряженные конструкции, применяемые в Польской На¬
родной Республике (перевод с польского), Госстройиздат, 1956.Харрис Д ж. Д. и Морис П. Б., Напряженно армированный железобетон,
Госстройиздат, 1956.ЦИИНС, Напряженно армированный железобетон за рубежом, Государственное
издательство литературы по строительству и архитектуре, 1956.ЦИИНС, Из практики применения сборных железобетонных конструкций в сельском
строительстве, Госстройиздат, 1956.ЦИИНС, Опыт типового проектирования промышленных зданий, Госстройиздат, 1956.
ЦНИПС, Исследования по сейсмостойкости зданий и сооружений, Госстройиздат, 1956.
Якубович М. А., Автодорожные мосты из легкого железобетона, Автотранс-
издат, 1956.Быховский В. А., Усовершенствование метода расчета жилых зданий на .сей¬
смические нагрузки и сборные конструкции в сейсмических районах, Госстройиздат, 1957.Грей У. С., Железобетонные резервуары и емкости, Издательство нефтяной и горно-
топливной литературы, 1957.	^ :Клейн Г. К., Расчет труб, уложенных в земле, Госстройиздат, 1957."
Леон*гардт Ф., Напряженно армированный железобетон и его практическое
применение, Госстройиздат, 1957.Труды II сессии Академии строительства и архитектуры СССР по вопросам жилищ¬
ного строительства, Госстройиздат, 1958.Труды III сессии Академии строительства и архитектуры, посвященной 40-й годов¬
щине Великой Октябрьской социалистической революции, Госстройиздат, 1958.Пахолик Л., Предварительно напряженный бетон, Автотрансиздат, 1957.
НИИОМС, Временные указания по контактной точечной электрической сварке арма¬
туры железобетонных конструкций, Госстройиздат, 1957.Сборный железобетон, Справочное пособие для строителей, Госстройиздат, 1956.
Скоп и ч В. М., Автодорожные мосты из напряженно армированного бетона,.
Автотрансиздат, 1957.Технические условия на изготовление и приемку сборных железобетонных * и бетон¬
ных конструкций и деталей (СН 1-57), Госстройиздат, 1957.Технические условия проектирования силосов для сыпучих тел (ТУ 124-56), Гос-.
стройиздат, 1957.Госстрой, Нормы и правила строительства в сейсмических районах (СН 8-57),
Госстройиздат, 1957.Оленев Н. М.< Мишин Б. В., Неметаллические резервуары для хранения,
нефти и нефтепродуктов, Гостоптехиздат, 1957.Гершберг О. А., Технология бетонных и железобетонных изделий, Промстрой¬
издат, 1957.	<Н о о 1 С. A. and К i n n е W. S., Reinfbrced Concrete and Masonry Structures, 1944,
Magnel G., Prestressed Concrete, 1948.В a r e t z J., Die Vorgespannte Beton, 1954.Rii.sch H., Spannbeton-Erlauterungen zu DiN 4227, 1954.К a n i G., Spannbeton im Entwurf und Ausfiihrung, Stuttgart, 1955.Petermann A., Benzin- und Olbehalter aus Stahlbeton, 1955.Her berg W., Spannbetonbau, Teil 1 u. 2, 1956, 1957.
ОГЛАВЛЕНИЕСтр.Предисловие					3Основные условные обозначения					5В беден и е *	91.	Сущность железобетона		—2.	Краткий исторический очерк развития железобетонных конструкций . .	103.	Современные области применения железобетона 				254.	Монолитный, сборный и сборно*монолитный железобетон .......	265.	Преимущества и недостатки железобетонных конструкций		28Часть первая
ЭЛЕМЕНТЫ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Глава 1. Основные физико-механические свойства бетона, стали и железобетона§ 1. Бетон как составная часть железобетона * . 		*	321.	Кубиковая прочность бетона и марки бетона . 				—2.	Призменная прочность бетона при сжатий; влияние возраста бетона . .	333.	Прочность бетона при растяжении				354.	Прочность бетона при чистом срезе и скалывании ....••••»••	365.	Прочность бетона при изгибе; эпюра напряжений		376.	Прочность бетона при местном сжатии (смятии) . . *		397.	Деформации бетона под нагрузкой. Упруго-пластические свойства бетона.
Предельные деформации при сжатии и растяжении . . * . *		—8.	Модуль упругости бетона . . 					419.	Усадка бетона 					4310.	Ползучесть бетона		45И. О структуре и теории прочности бетона		48§ 2. Арматура 			491.	Назначение арматуры			—2.	Механические свойАва стали. Явление упрочнения !		503.	Виды стержней гибкой арматуры 		*		524.	Сварные сетки и плоские каркасы	* . 			565.	Несущая арматура				606.	Анкеровка, перегибы, стыки арматуры		61§ 3. Сочетание бетона с арматурой			661.	Сцепление арматуры с бетоном			.	—2.	Усадка бетона в железобетонных конструкциях	. .	683.	Ползучесть бетона в железобетонных конструкциях ...... * . . .	704.	Влияние высоких температур на бетон и железобетон			715.	Коррозия бетона и арматуры и меры защиты 				72Глава 11. Основные разновидности железобетонных конструкций§ 4. Классификация		76§ 5. Простейшие разновидности конструкций по виду напряженного состояния • .	78
Оглавление631§ 6. Разновидности конструкций по методам выполнения и видам материалов . .	821.	По методу выполнения *		 . *	—2.	По виду арматуры . *	*	*	883.	По виду бетона 		89Глава III. Основы существующих методов расчета железобетонных конструкций§ 7. Состояние методов расчета и значение опытных исследований в их разработке	9В§ 8. Стадии напряженного состояния при изгибе		94§ 9. Основы метода расчета по допускаемым напряжениям			9iS1.	Общие замечания		 . . 		2.	Гипотеза плоских сечений, закон Гука и расчетная эпюра напряжений . .	963.	Расчетное число п = EJE6		—4.	Приведенное сечение. Расчетные формулы		975.	Недостатки метода расчета по допускаемым напряжениям		98§ 10. Основы метода расчета по стадии разрушения 				99L Краткая историческая справка		2.	Расчетные положения . . . » *		 . . .	1003.	Коэффициенты запаса прочности, расчетные пределы прочности бетонаи текучести арматуры 			 . ♦ .	1024.	Преимущества и недостатки метода расчета по стадии разрушения ...	103§ 11. Основы метода расчета по расчетным предельным состояниям ••••*•	1041.	Три предельных состояния		-72.	Расчетные коэффициенты. Нормативные и расчетные характеристики на¬
грузок и материалов					1053.	Коэффициенты условий работы конструкции т и коэффициенты условий
работы арматуры тй . . 					1034.	Особенности расчета несущей способности (прочности) конструкций ...	1105.	Нормативные и расчетные модули упругости бетона		1116.	Преимущества метода расчета по предельным состояниям ......	112Глава IV. Изгибаемые элементы (плиты и балки)А. Предварительные сведения о конструкциях плит и балок§ 12. Балочные плиты				1131.	В монолитном железобетоне 			—2.	В сборном железобетоне	115§ 13. Балки 			1171.	В монолитном железобетоне			—2.	В сборном железобетоне					122Б. Расчет изгибаемых элементов по несущей способности§ 14. Определение расчетных усилий в балочных плитах и балках		1251.	Общие сведения	* * . . 		* . * . * .	—2.	Балочные плиты 		\ . . * .1263; Балки **•»»•»•»»••		 k	128§ 15. Данные к подбору сечений плит и балок			129§ 16. Расчет элементов любой симметричной формы сечения	* . . .	1311.	Элементы с одиночной арматурой 			—2.	Элементы с двойной арматурой . 				133
832Оглавление$17. Расчет элементов прямоугольного сечения с одиночной арматурой		1341.	Основные расчетные формулы			—2.	Подбор сечений плит и прямоугольных балок		1363.	Проверка прочности		1374.	Призеры расчета			—§ 18. Расчет элементов прямоугольного сечения с двойной арматурой		1391.	Основные расчетные формулы		—2.	Подбор сечений			1403.	Проверка прочности		1414.	Примеры расчета				—§ 19. Расчет элементов таврового сечения		1421.	Предварительные сведения		—2.	Основные расчетные формулы . . '		1433.	Подбор сечений		1454.	Проверка прочности		 .	1475.	Примеры расчета 			—§ 20. Расчет, б&лок с жесткой арматурой		1491.	Результаты опытов и особенности расчета 			*	—2.	Расчет балок прямоугольного сечения		1503.	Расчет балок ^аврового сечения				152Глава V. Расчет поперечной арматуры в изгибаемых элементах§ 21. Краткие сведения о расчете «на скалывание» по упругой стадии		1541.	Скалывающие напряжения		—2.	Главные напряжения . . 			1563.	Расчет отогнутых стержней и хомутов		 .	157§ 22. Расчет поперечной арматуры по предельному состоянию (расчет наклонныхсечений)			1591.	Условия прочности по наклонным сечениям		—2.	Расчет на поперечные силы		1623.	Расчет наклонных сечений по изгибающим моментам; конструктивные
требования		1684.	Особые случаи расчета наклонных сечений			1725.	Примеры расчета				175Глава VL Центрально сжатые и центрально растянутые элементы§123. Колонны с гибкой продольной арматурой и хомутами	1791.	Результаты опытов			—2.	Конструкции колонн . . 				• 1803.	Расчет колонн		1854.	Примеры расчета				187§ 24. Колонны с косвенной (винтовой арматурой)			1881.	Результаты опытов • 		 .	—2..	Конструкции колонн . 					1893.	Расчет , колонн	191§ 25. Колонны с жесткой (несущей) арматурой				1931.	Результаты опытов	*		—2.	Конструкции колонн		1943..Расчет	колонн с жесткой и комбинированной арматурой		 .	195
Оглавление833§ 26. Центрально растянутые элементы . % . . . . . . . . . ...... . . . Д961.	Два вида центрально растянутых элементов . 			 . ■;••	—2.	Расчет по несущей способности (прочности)			—Глава VII. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементы /А. Внецентренно сжатые элементы§ 27. Виды элементов, подверженных внецентренному сжатию			197§ 28. Результаты опытных исследований ЦНИПС 			200§ 29. Расчет элементов с сечением любой симметричной формы		202§ 30. Расчет, элементов прямоугольного сечения . . . .			2051.	Основные расчетные формулы			—2.	Подбор сечений		 .	2063.	Проверка прочности		2104.	Косое внецентренное сжатие		 .	211§ 31. Учет гибкости внецентренно сжатых элементов			—1.	Основные расчетные формулы			—2.	Примеры расчета	'. . . /	214§32. Расчет элементов таврового и двутаврового сечений		 . . . .	2171.	Основные расчетные формулы		—2.	Подбор сечений		 .	2183.	Проверка прочности			2194.	Особенности учета гибкости элементов таврового сечения ........	—§ 33. Расчет элементов кольцевого сечения		221§ 34. Расчет элементов с жесткой арматурой		 .	2241.	Общие сведения		—2.	Расчет элементов с арматурой из двух ветвей		—3.	Расчет элементов с арматурой из профилей, стенки которых расположены
параллельно плоскости действия момента		Б. Внецентренно растянутые элементы§ 35. Расчет элементов с сечением любой симметричной формы		 .	227§ 36. Расчет элементов прямоугольного сечения			228Глава VIII. Элементы, работающие на кручение и на изгиб с кручением§ 37. Общие сведения и результаты опытов . 				231§ 38. Расчет на кручение элементов прямоугольного сечения и их конструиро¬
вание 				233оГлава IX. Расчет элементов железобетонных конструкций по деформациям (жесткости):§ 39. Основные положения			237§ 40. Основные расчетные формулы		2421.	Жесткость сечений по растянутой и сжатой зонам	—2.	Определение моментов сопротивления и высоты сжатой зоны .....	—3.	Определение коэффициента ф . . . .• . . . 		 .	245;;§ 41. Практический расчет железобетонных элементов по деформациям (жесткости);учет длительности действия нагрузки	2501.	Расчет жесткости изгибаемых элементов при кратковременном и длитель¬
ном нагружении		—2.	Определение прогибов изгибаемых элементов ............ .	2523.	Расчет жесткости внецентренно сжатых и внецентренно растянутых эле- '
ментов	. 			 • .. . .	2544.	Примеры расчета		 . •.. ■*,. »• . ...	—
834ОглавлениеГ)л а в а X. Расчет элементов желеэобетоннда конструкций цо образованиюи раскрытию трещинЛ. Расчет элементов по образованию трещин§ 42. 0{5щйе сведения					261§ 43. Расчет центрально растянутых элементов			262.§, 44. Расчет изгибаемых элементов . .			2641.	Основные положения расчета		—2.	Определение предельной величины МТ . 				—3.	Влияние усадки на образование трещин			263Я. Расчет элементов по раскрытию трещин§ 45. Расчет изгибаемых элементов 		. .	2691.	Расстояние между трещинами 			 .	—2.	Ширина раскрытия трещин. Указания НиТУ 123-55 		271§ 40. Расчет центрально растянутых элементов		273Глава XI. Предварительно напряженные железобетонные элементы§ 47. Первоначальные понятия о предварительно напряженных железобетонныхконструкциях и их преимущества			275§ 43. Области применения и историческая справка		277§ 49. Бетон и арматура для предварительно напряженных железобетонных кон*струкций 						2801.	Бетон 				—2.	Арматура и анкерные устройства		282§ 50. Результаты исследований высокопрочной стальной проволоки (ползучестьи релаксация)					289§ 51. Основные расчетные положения и общие конструктивные требования . • •	2911.	Расчетные положения		—2.	Условные расчетные сопротивления материалов 				2953.	Общие конструктивные требования			296§ 52. Основные формулы для определения напряжений в бетоне и арматурепредварительно напряженных конструкций 			29Э§ 53. Определение потерь предварительного напряжения,	306§ 54. Центрально растянутые элементы 			3101.	Конструктивные особенности					—2.	Расчет центрально растянутых элементов	311
§ 55, Конструкции изгибаемых элементов и способы их изготовления ......	3J81.	Элементы малых сечений		—2.	Элементы больших сечений (пролетов) 				3243.	Железобетон, армированный предварительно напряженными элементами
(сборно-монолитные конструкции)		 , 			3314.	Понятие о неразрезных предварительно напряженных железобетонных
балках • . . . 			 . . . 					336§ 56. Расчет изгибаемых элементов , . 			3381.	Результаты опытных v исследований					3392.	Расчет по несущей способности		 			—3.	Расчет по образованию трещин ..........	«...	3444.	Приближенный способ расчёта трещиностойкости ...........	3485.	Проверка главных растягивающих напряжений				3496 Расчет по прочности на усилия, возникающие при обжатии бетона, а такжеори транспортировании и монтаже конструкций	352
Оглавление8357.	Расчет изгибаемых элементов по деформациям . . . 1.' . ’. . . . . • • .	3548.	Расчет изгибаемых элементов по раскрытию трещин		3559.	Расчет на выносливость.« 		—*§ 57. Центрально сжатые, внецентренно сжатые и внецентренно растянутые эле- *менты ...... ш . .		 . . 				3561.	Центрально сжатые элементы		—2.	Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементы		358§ 58. Примеры расчета изгибаемых элементов		361Часть втораяЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙt л а в а XII. Общие принципы проектирования железобетонных конструкций
промышленных и гражданских зданий и сооружений§ 59. Типизация и унификация конструктивных схем и элементов конструкций ,	377§ 60. Основные принципы конструктивных решений зданий и сооружений . .	378§ 61. Температурно-усадочные и осадочные швы (деформационные швы)		381Глава XIII. Плоские перекрытия — монолитные, сборные и сборно-монолитные§ 62. Классификация железобетонных перекрытий		385А.	Монолитные перекрытия§ 63. Ребристые перекрытия с балочными плитами		3861.	Составные части перекрытия		—2.	Конструирование ребристых перекрытий, армированных отдельными
стержнями . .. 			3883.	Конструирование ребристых перекрытий, армированных сварными сет¬
ками и каркасами		3924.	Расчет ребристых перекрытий		397§ 64. Ребристые перекрытия с плитами, опертыми по контуру (кессонные) . . •	3991.	Результаты опытных исследований		—2:‘,(Расчет плит, опертых по контуру		4013.	Конструирование плит, опертых по контуру		4084.	Расчет балок при плитах, опертых по контуру .		4125.	Собственно кессонные перекрытия		416§ 65. Безбалочные перекрытия . .		4181.	Сущность безбалочных перекрытий		—2.	Конструирование безбалочных перекрытий		 . 			4203.	Расчет безбалочных перекрытий		424§ 66. Часторебристые перекрытия		4331.	Общие сведения		v	—2.	Часторебристые перекрытия .с ребрами одного направления . . .	4343.	Часторебристые перекрытия с ребрами в двух направлениях ......	4354.	Особенности расчета часторебристых перекрытий		 . . . .	436Б. Сборные перекрытия§ 67. Настилы 		437§ 68. Балочно-блочные перекрытия (сборные часторебристые)		439§ 69. Панельные перекрытия в жилищно-гражданском строительстве .......	4401.	Многопустотные панели	2.	Ребристые панели				443
836Оглавление3.	Шатровые, панели и раздельные перекрытия		4454.	Сплошные панели		446§“70. Сборные перекрытия производственных зданий (под тяжелые нагрузки) . .	4481.	Балочные перекрытия . .		—2.г	Безбалочные перекрытия 				450В. Сборно-монолитные перекрытия§ 71. Сборно-монолитные перекрытия над подвалами			4515	72. Сборно-монолитные часторебристые перекрытия		—§ 73. Перекрытия, армированные предварительно напряженными элементами . .	452§ 74. Особенности расчета сборных и сборно-монолитных перекрытий		4561.	Перекрытия со стальной арматурой 				—2.	Перекрытия, армированные предварительно напряженными элементами
(стержнями) 		457§ 75. Технико-экономические показатели сборных перекрытий в жилшДномстроительстве 		 .'	459§ 76. Выбор типа перекрытий на основе технических, экономических и другихсоображений				461•	Г. Примеры проектирования перекрытий§ 77. Пример XIII. 2 (Сборное перекрытие)				462§ 78. Пример XIII. 3 (Монолитное перекрытие)		471Глава XIV. Железобетонные фундаменты§ 79. Отдельные фундаменты под колонны		4811.	Конструирование фундаментов		—2.	Расчет отдельных фундаментов		486§ 80. Ленточные (балочные) фундаменты .		4941.	Конструирование лент под рядами колонн		—2.	Конструирование лент под стенами		4973.	Расчет ленточных фундаментов . 				498§ 81. Сплошные железобетонные фундаменты	* .	5021.	Конструирование сплошных фундаментов	* . .	—2.	О расчете сплошных фундаментов				504§ 82. Технико-экономические соображения по выбору типа фундаментов . . ; •	506Глава XV. Рамные и арочные конструкцииЛ. Рамные конструкции§ 83. Общие сведения		508§ 84. Конструирование монолитных железобетонных рам		510§85. Конструкции сборных железобетонных рам ...»		5171.	Рамы из отдельных элементов (составные)		—2.	Цельные сборные рамы . . • .....	522§ 86. Конструкции предварительно напряженных железобетонных рам .....	524§ 87. Практические сведения по расчету рамных конструкций			528Б. Арочные конструкции§ 88. Общие сведения				532§ 89. Конструкции монолитных арок		533§ 90. Конструкции сборных арок		534§ 91. Расчет арочных конструкций		537
Оглавление837Глава XVI. Тонкостенные пространственные покрытия
§92. Классификация железобетонных тонкостенных покрытий. . • . • • • * * •: -5^1
А. Цилиндрические оболочки и шатры§93. Конструкции цилиндрических оболочек и шатров		 . i1. .	5421.	Длинные оболочки	.		—2.	Складчатые покрытия (складки)		5463.	Короткие оболочки				5474.	Шатровые покрытия (шатры)		 •	550§ 94. О расчете оболочек и складок		.551§95. Упрощенные способы расчета и конструирование				.5541.	Длинные оболочки и складки. . ... 		......	—2.	Короткие оболочки 		5603.	Шатры		5^5Б. Оболочки двоякой кривизны§ 96. Купола			• . .	5661.	Гладкие купола. . 						 . .	5672.	Ребристые купола		5703.	Многогранные купола		 . ,		5724.	Расчет железобетонных куполов			......	—§ 97. Пологие оболочки	\ ’		 .	579§ 98. Коноидальные оболочки		581В.	Сборные оболочки§ 99. Сборные цилиндрические длинные оболочки			584§ 100. Сборные оболочки двоякой кривизны				585§ 101. Тонкостенные волнистые своды (монолитные, сборно-монолитные и сборные)	588§ 102. Технию>экономические соображения по выбору типа оболочек			591Глава. XVII. Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных,
сельскохозяйственных и гражданских зданийА. Сборные железобетонные конструкции промышленных
и сельскохозяйственных зданий§ 103. Типовые конструктивные решения промышленных зданий; элементы кар¬
каса 				593§ 104. Типовые конструктивные решения сельскохозяйственных зданий		601о§ 105. Прогонные и беспрогонные покрытия		6021.	Прогонная система покрытия; прогоны и плиты				—2.	Беспрогонная система покрытия; панели 			605§ 106. Несущие конструкции покрытий	.	6071.	Балки	;; 				—2.	Фермы				613§ 107* Подкрановые балки			6191.	Крепление подкрановых рельсов к железобетонным балкам		—2.	Конструирование сборных подкрановых балок		6203.	Особенности расчета сборных подкрановых балок			623§ 108. Конструкции сборных покрытий при шаге колонн 12 м; световые фонари 625§109. Технико-экономические показатели сборных конструкций одноэтажных.	;зданий					630
839ОглавлениеБ. Применение большепролетных железобетонных конструкций
в промышленных и гражданских зданиях§ 110. Общие сведения						631§ 111. Пример применения коротких оболочек с диафрагмами в виде арок илиферм 			—§ 112. Пример применения цилиндрических длинных оболочек		633§113. Пример применения оболочек двоякой кривизны. • • . . . . • . .- . ,	635§ 114. Примеры применения большепролетных балочных конструкций . . . . ,	633Г ji а в а XVIII. Конструкции многоэтажных промышленных и жилищно-гражданскихзданий§ 115. Общие сведения 					643§ 116. Многоэтажные сборные промышленные здания			6441.	Балочная схема зданий .			6452.	Безбалочная схема зданий				651§ 117. Многоэтажные сборно-монолитные здания 			 .	655§ 118. Многоэтажные промышленные .здания с монолитным железобетонным кар¬
касом . 		,		660§ 119. Применение в каркасных многоэтажных гражданских зданиях железобетонас жесткой арматурой		662v§ 120. О расчете многоэтажных промышленных и гражданских зданий . , . . •	664§ 121. Железобетонные конструкции сборных крупнопанельных зданий ...»	6661.	Общие сведения				—2.	Конструкции каркасно-панельных зданий и основы их расчета		6673.	Конструкции панельных (бескаркасных) зданий и основы их расчета . .	674Глава XIX. Особенности проектирования железобетонных конструкций зданийв сейсмических районах§ 122. Особенности расчета		682§ 123. Особенности конструирования				 . . . •	687Глава XX. Специальные сооруженияI§ 124. Подпорные стены ..••••»..		 			6941.	Монолитные угловые подпорные стены	, . . .2.	Сборные подпорные стены		 ... t .... 			6973.	Расчет подпорных стен				698§ 125. Резервуары и водонапорные башни 			7011.	Общие сведения	. .....................	—2.	Круглые резервуары 		7023.	Круглые резервуары с предварительным напряжением ... г .... •	7114.	Прямоугольные резервуары				7205.	Водонапорные башни				725§ 126. Трубопроводы 		7281.	Безнапорные железобетонные трубы		—2.	Напорные трубы с предварительным напряжением 			7303.	Расчет трубопроводов				 . . .	732§ 127. Бункеры			7341.	Общие сведения	—2.	Конструкции бункеров ................... f ... •	—3.	Расчет бункеров		 . 				73Э§ 128. Силосы				 ............ .	7441.	Общие сведения . . . * ...................... .	«—2.	Конструкции силосов		7463.	Расчет силосов					755
Оглавление839§ 129. Опоры (мачш) и столбы		............. 		 7611. Конструкции опор (мачт) и столбов	 7622* О расчете опор (мачт) и столбов	 768Глава XXI. Методы усиления железобетонных конструкций§ 130. Усиление железобетонных элементов методом наращивания	. .	7701.	Усиление плит		—2.	Усиление балок		7723.	Усиление колонн		7734.	Усиление фундаментов колонн		7745.	Особенности расчета		7756.	Особенности производства работ		776§ 131. Усиление железобетонных элементов путем изменения статической схемы	7771.	Усиление изгибаемых элементов	 —2.	Усиление сжатых и внецентренно сжатых элементов (колонн) .... 780ПРИЛОЖЕНИЯI. Нормативные и расчетные нагрузки и коэффициенты перегрузки для граждан¬
ских и промышленных зданий и сооружений	 783И. Моменты и поперечные силы неразрезных балок с равными пролетамипри равномерно распределенной нагрузке и при сосредоточенных нагрузках . 785III,	Данные для построения огибающей эпюры моментов равнопролетной второ¬
степенной балки для разных соотношений pig с учетом перераспределения
усилий вследствие пластических деформаций			 796IV,	Условные расчетные сопротивления арматуры /?а< у в кг/см2—произведения
нормативных сопротивлений RJ на коэффициенты &а, та, тн (примени¬
тельно к НиТУ 123-55)	 798V.	Таблицы для расчета прямоугольных и тавровых сечений элементовиз бетона и стали разных марок	 800VI.	Таблицы для расчета плит, опертых по контуру, при равномерно распре¬
деленной нагрузке по всей площади панели	 807VII. Таблицы для расчета элементов по деформациям и по образованию и раскры¬
тию трещин			 808VIII. Коэффициенты для расчета бесконечно длинных балок на упругом основа¬
нии (фундаментов, куполов, круглых резервуаров)	 813IX.	Таблицы сортаментов гибкой арматуры	 814X.	Условные расчетные характеристики материалов для предварительно напря¬
женных железобетонных конструкций	 819XI. Отношения для сечений предварительно напряженных железобетонныхконструкций 	 822Литература	 824
Госстройиздат}Москва, Третьяковский проезд, д. 1,ф $ ФСахновский Константин Викторович
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИРедактор издательства Б. А. Котик
Технический редактор П. Г. ГиленсонСдано в набор 22/IV 1958 г. Подписано
к печати 18/Х 1958 г. Бумага 70Х1081/ю
д. л. 26,25 б. л. 71,92 уел. п. л.
Уч.-изд. л. 70,1. Т-10467. Изд. № 1-679.
Заказ 1735. Тираж 75 ООО. Цена 24 р. 50 к.
Переплет 1 р. 50 к.Отпечатано в типографии № 1 «Печат¬
ный Двор» имени А. М. Горького Уп¬
равления полиграфической промышлен¬
ности Ленсовнархоза. Ленинград,
Гатчинская, 26,
с матриц типографии № 6
УПП Ленсовнархоза,
Ленинград, ул. Моисеенко, 10.
6712717017120220921922925031*2406413473494593682793820821ОПЕЧАТКИСтрокаНапечатаноСледует читать2В снизу
6 сверху3 снизу3 сверху
1 снизу1 снизу1	сверху3	снизу2	снизу12 сверху
15 снизуПример XIII. 15	снизу
18 снизуИ сверху
8 сверху
1 снизу,
в 14-й графе
В заголовке
таблицы
8 сверху,
в 4-й графеW\ ■	 2о—	Ш
на I м*\_ Q — Qoи/на 1 пог м\Q*т .2	qx 'Q ,W* = w* +/7Ia7?aSa].—	— 0,4 R„bhl
m" ma/?a(h0 — a')== ^CB 	f^a-^ax ^ h0 — a\
W11	~FJiWi = •Qmiqx 1• • • +Ne
m—	0 AR»bhlT E6расчетныхИаЛаЛ-в') *
_ МсвmiRa ^Ло — j'j
г > h0 — a1,— W4	“ f-\ho
= §^Еа==Лр/?р-у'
предельныхПропущены коэффициенты перегрузки: 1,1 —для
достоянной нагрузки и 1,2 — для временной.q = 1805
моментаВо-первых9-балльной— 0,000
^и. tq = 2305
момента (при симметрич¬
ном фундаменте)В первых
12-балльной— 1,000Я* у= &а/лн. u ;