НА. Ильин
ПОСЛЕДСТВИЯ ОГНЕВОГО ВОЗДЕЙСТВИЯ НА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Н. А. И Л Ь И Н
ПОСЛЕДСТВИЯ
ОГНЕВОГО
ВОЗДЕЙСТВИЯ
НА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
МОСКВА СТРОЙИЗДАТ 1979
ББК 38.96
И46
УДК 699.81:624.012.3/. 4
Печатается по решению секции литературы по жилищно-коммунальному хозяйству редакционного совета Стройиздата.
Ильин Н. А.
И 46 Последствия огневого воздействия на железобетонные конструкции. — М. Стройиздат, 1979.— 128 с., ил.
Рассмотрено поведение железобетонных конструкций при огневом воздействии пожара. Изложены методы определения пригодности этих конструкций для дальнейшей эксплуатации. Даны рекомендации по восстановлению и усилению поврежденных огнем конструкций.
Книга предназначена для инженерно-технических работников проектных и строительных организаций.
32003-221
И ----—--------...288—79. 3202000000
047(01)-79
ББК38.96+38.53
6С9.6+6С4.05
© Стройиздат, 1979
Посвящается профессору Б. В. Якубовскому
ПРЕДИСЛОВИЕ
В соответствии с «Основными направлениями развития народного хозяйства СССР на 1976—1980 годы» расширен выпуск эффективных железобетонных конструкций.
Современные железобетонные элементы зданий существенно отличаются от конструкций старых типов. Эти отличия связаны с проектированием тонкостенных сечений элементов, использованием арматуры с повышенным пределом текучести (особенно высокопрочной стали), применением бетонов высокой прочности, массовым внедрением сборных преднапряженных конструкций.
Современные эффективные железобетонные конструкции относят к огнестойким. При этом подразумевается, что железобетонные элементы зданий не горят, не теряют прочности и устойчивости во время огневого воздействия и деформируются в пределах, не угрожающих надежности работы конструкции после пожара. Однако несмотря на лучшую сопротивляемость воздействию высоких температур в условиях пожара по сравнению с металлическими, деревянными и пластмассовыми, железобетонные конструкции, могут сохранять свою несущую и огнепреграждающую способность лишь в течение ограниченного времени.
В строительной практике часто возникает необходимость оценить эксплуатационные качества (прочность, жесткость, трещиностойкость и огнестойкость) железобетонных конструкций капитальных зданий, поврежденных пожаром, и затем разработать рекомендации по их восстановлению. От точности оценки остаточных эксплуатационных характеристик железобетонных конструкций зависит объем работ (ремонт, усиление или полная замена новыми конструкциями), а следовательно, и стоимость восстановления частей здания. Способы оценки прочности, жесткости и трещиностойкости некоторых сборных железобетонных деталей при нормальных условиях приведены в СНиП 11-21-75 «Бетонные и железобетонные конструкции», ГОСТ 8829-77« Конструкции и изделия железобетонные сборные. Методы испытаний и оценки прочности, жесткости и трещиностойкости». Однако методика определения остаточных эксплуатационных свойств железобетонных деталей и конструкций, поврежденных пожаром, до настоящего времени не разработана. Нет приемлемых рекомендаций по проведению натурного освидетельствования строительных конструкций после пожара.
В книге сделана попытка обобщить данные натурных исследований и на их основе разработать методику определения пригодности к дальнейшей эксплуатации железобетонных конструкций, поврежденных огнем. В работе даны рекомендации по натурному освидетельствованию железобетонных элементов конструкций, обследованию зданий после пожара и восстановлению несущих конструкций для повторного применения. Теоретические положения по расчету остаточной несущей способности железобетонных конструкций и их возможному усилению или ремонту сопровождаются примерами расчета.
Способы расчета усиления и методы усиления железобетонных конструкций при восстановлении поврежденных огнем зданий в настоящей книге не рассматриваются, так как они подвергались всестороннему анализу в работах А. А. Гвоздева, Н. М. Онуфриева и др.
Вопросы расчета остаточных эксплуатационных характеристик железобетонных конструкций, поврежденных огнем, в книге освещены впервые. В связи с этим предложения и замечания читателей будут приняты с большим вниманием и учтены в последующих изданиях.
Глава I. СОПРОТИВЛЕНИЕ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ВОЗДЕЙСТВИЮ ПОЖАРОВ
1.	ХАРАКТЕРИСТИКА ПОЖАРОВ В ЗДАНИЯХ
Мощность огневого воздействия. В процессе строительства зданий и их эксплуатации вследствие различных причин могут возникнуть пожары или аварии, сопровождающиеся неконтролируемым горением. Для пожаров характерно кратковременное (1—6 ч) воздействие огня на строительные конструкции. Мощность огневого воздействия на конструкции обусловливает длительность пожара и рост температур его внутренней среды.
Обследование зданий после пожаров показывает, что железобетонные конструкции имеют различную степень повреждения от огневого воздействия. В связи с этим различают зоны разрушения (обрушения) и аварийную, участки сильных, средних и слабых повреждений конструкций здания.
Каждой зоне повреждения конструкций здания соответствуют своя мощность и температурный режим огневого воздействия. Вертикальные железобетонные конструкции (колонны, стойки, элементы ферм), расположенные за пределами очага горения, подвергаются неравномерному огневому воздействию по высоте элемента. Наибольшая температура при пожаре наблюдается вверху, наименьшая — внизу вертикальных конструкций. Вследствие этого сечения различных по виду и месту расположения железобетонных конструкций от огневого воздействия одного и того же пожара прогреваются и повреждаются неодинаково.
Температура пожара. В промышленных и складских зданиях, в процессе производства которых обращаются горючие и легковоспламеняющиеся вещества и материалы (жидкости, некоторые пенопласты и т. п.), строительные конструкции оказываются в очаге пожара по истечении 1—2 мин после начала загорания. При этом нагрев конструкций, оказавшихся в очаге горения, происходит вследствие излучения тепла пламенем, наибольшая температура которого достигает 1000—1200°С. При горении сжиженных газов и некоторых химических веществ температура в очаге пожара находится в пределах 1200—1600°С. Следовательно, у поверхности железобетонных конструкций, расположенных над очагом горения, температура внутренней среды пожара находится в зависимости от температуры пламени горючего вещества (1000—1600°С). Температура у поверхности конструкций, примыкающих к очагу горения, снижается до 800—1000°С, при удалении от очага горения — до 500°С и ниже.
Величина температуры на поверхности строительных элементов и частей зданий зависит от температуры внутренней среды пожара, а также от их расположения и расстояния от места горения (очага пожара). М. Я. Ройтман и др. предлагают эмпирические зависимости для определения величин температур на пожарах в производственных зданиях при горении жидкостей и твердых веществ [19]. При этом введено понятие среднеобъемной температуры и даны зависимости ее от удельной теплоты пожара, отношения фактически поступающего воздуха в помещение к теоретически необходимому для горения (условий воздухообмена) и продолжительности горения.
4
Температуру внутренней среды пожара в различных точках по длине (или высоте) помещения определяют по номограмме в зависимости от среднеобъемной температуры и от отношения расстояния (или высоты) от очага горения к фиксированному (рис. 1).
Номограммой для определения внутренней среды пожара по зонам интенсивности огневого воздействия в помещении пользуются следующим образом. Вначале рассчитывают плотность теплового потока £о, коэффициент избытка воздуха (условий воздухообмена)
Рис. 1. Номограмма для определения температуры внутренней среды по нам пожара в помещении
а — спедпеобъемная температура; б — температура в заданной точке; 1 — плотность теплового потока g0 ккал/(м2-ч); 2 — коэффициент воздухообмена (Хш; 3 — длительность огневого воздействия Т, мин; 4 и 5 — соответственно отношение расстояния (или высоты) от очага пожара к фиксированному расстоянию х/х0 (или yly0)
ат и продолжительность горения т для определения среднеобъемной температуры (рис. 1,а). При этом по значениям g0 на оси t находят температуру при -aw=l и соответствующую кривую поправок 2 на условия воздухообмена. Точку пересечения кривой 2 с ординатой ат проектируют на ось температур при т=30 мин (линия а—а). Затем -находят точку пересечения кривой 3 с линией заданной продолжительности горения, проектируют ее на ось t и определяют среднеобъемную температуру.
Для вычисления температуры в заданной точке по высоте и длине здания используют вторую (часть номограммы (см. рис. -1, б). При этом х/хо иди у/у о представляет собой отношение расстояния (или высоты) от очага горения х (или у) к фиксированному хо (или уо). В качестве фиксированного расстояния по горизонтали хо (фиксированной высоты помещения у0) принимают половину расстояния от очага пожара до места выхода продуктов горения из помещения (половину высоты помещения). В фиксированных точках х0 и Уо температуру принимают равной среднеобъемной.
Плотность теплового потока на единицу поверхности ограждающих конструкций определяют по формуле
go — kx Ро ^mQh ^гор/^к»	(1)
5
где kx и Ро — коэффициенты химического недожога и изменения скорости выгорания веществ; vM и Q н — массовая скорость выгорания, кг/(м1 2-ч) , и низшая удельная теплота сгорания материалов, ккал/кг; FrOp и FK—соответственно площади горения и строительных конструкций, м2.
Коэффициент условий воздухообмена на пожаре определяют из отношения фактического объема воздуха к теоретически необходимому для горения.
Расчетная длительность пожара зависит от величины огневой нагрузки в помещении При сгорании горючей загрузки2, равной:
Ро-2 (P/Qz)/QyF0,	(2)
с учетом коэффициента условий выгорания Ьо возникает огневая нагрузка, значение которой определяют по формуле
gn = b02 (PzQz)/F0.	(3)
Фактическую длительность пожара для промышленных зданий находят при величине огневой нагрузки gn по формуле
Тф = 0,22	4-0,05-10-3 *g2.	(4)
Для жилых зданий при 4^/7п//?ок%'12 длительность пожара определяют по формуле В. А. Пчелинцева
^ф = 0,16 fn 2 Pi/Fqk vMl»
где Fn и Гок — соответственно площади пола и окон.
Для практических расчетов величину горючей загрузки от строительных конструкций принимают в зависимости от степени огнестойкости зданий: для I и II —20—25, III —60—70, IV —75—100, V (деревянные здания) — 200— 250 кг/м2, горючую загрузку от деревянных полов в зданиях любой степени огнестойкости принимают 15—20 кг/м2.
Внутреннее заполнение зданий различных назначений содержит горючую загрузку, кг/м2, соответственно:
Металлообрабатывающие и механические
цехи	15—20
Жилые и административные здания	30—40
Животноводческие помещения	50—60
Химические заводы органических веществ 60—70
Торговые помещения, склады и т. п.	60—100
Библиотеки, архивы и т. п.	120—130
Склады столярных изделий	180—250
Расчетную длительность натурного пожара с учетом его тушения определяют по формуле, предложенной М. Я- Ройтманом [19]:
тТущ = тн Fгор /тр/Qrp + Д •	(5)
Для решения практических задач по определению огнестойкости конструкций производственных зданий можно принять требуемую интенсивность подачи воды 7тр = 0,’1—0,2 л/(м2-с), нормативную продолжительность тушения тн=20 мин, время свободного горения Дто=;15 мин. При наличии стационарных установок тушения пожара водой или пеной Дтр=|10 мин.
1 Остальные условные обозначения приведены в прил. 1.
2 Горючая загрузка представляет собой общее количество горючих веществ
и материалов (кг/м2), приведенное к условному виду топлива (древесине),
Q =.-4000 ккал/кг.
6
n-5 h-2
Рис. 2. Номограмма приведения к стандартному температурному режиму на-(й=°5°см?““в' =5%аНИ"вС =24ОТДТгЛ,“"И “онстРУ'‘Ц«"ми из тяжелого бетона
Фактическую длительность интенсивного горения материалов и конструкций в очаге натурного (опытного) пожара устанавливают без учета длительности его начальной стадии и стадии затухания.
Начальная стадия (5—40 мин) характеризует загорание материалов, когда температура внутренней среды пожара повышается незначительно =il00—150°С). Стадия интенсивного горения характеризуется быстрым возрастанием температуры, стабилизацией максимальных температур пожара /макс и последующим резким спадом температуры до ?ц=600—400°С, при которой прогрев сечения железобетонных элементов существенно отстает от прогрева при стандартном температурном режиме. Участок с более медленным снижением температуры ниже 1ц характеризует стадию затухания.
Приведение натурного пожара к стандартному. Для помещения в целом приведение температурного режима натурного пожара к стандартному определяют по номограмме, показанной на рис. 2.
При использовании этого графика вначале находят отношения
fz = Fn/fK; f0K = SFOK^/FK; fx = ft!fок.	(6)
и при заданной величине горючей загрузки помещения р0 рассчитывают длительность пожара (Тф и Тс)-
7
Пример. Определить длительность пожара для помещения высотой 3 м. размером в плане 10X30 м, имеющего пять проемов /1ХЬ=2Х4 м и три проема hXb= 1,5X2 м, при ро=Ю0 кг/м2. _	__ ____________
Решение. Произведение 2 /^1^/1= (2-4-5)/2+(2-1,5-3) 1^1,5=67; внутренняя поверхность конструкций ограждения Гк =2(10-30+3-30+3-10) =«40 м2; площадь пола Гп = 10-30=300 м2. При отношении ^=Fn/FK =300/840 = 0,36, температурном коэффициенте f0K =67/840=0,08 и ро=ЮО кг/м2 фактическая длительность пожара, равная Тф =75 мин, соответствует продопжительности стандартного огневого воздействия Тс=88 мин.
При определении расчетной длительности огневого воздействия
материалам исследования пожара фактическую продолжительность интенсивного горения материалов и конструкций по зонам интенсивности.
Длительность огневого воздействия натурного пожара, приведенного к «стандартному температурному режиму для каждого участка повреждений конструкций здания, находят по графику (рис. 3) [б]. С этой целью на оси абсцисс из точки Л, соответствующей фактической длительности огневого воздействия (например, Тф=2 ч), проводят нормаль АВ до пересечения с линией отклонения температуры от нормированного (стандартного) пожара (например, Д/=200°С). Точка пересечения линии ВС с осью ординат соответствует времени огневого
важно правильно установить по
Рис. 3. График приведения температурного режима натурного пожара к нормированному СНиП II-A.5-70*
воздействия, эквивалентного длительности стандартного пожара в исследуемой зоне повреждения строительных конструкций.
Однако на графике нанесены только линии приведения теплового режима натурного пожара к стандартному (интервал 100°С). При использовании температурных интервалов, отличающихся от 100°С, необходимо интерполирование исследуемых величин, что усложняет математические выкладки и увеличивает погрешность расчета. Для расчета огнестойкости железобетонных конструкций с использованием аналитических методов (в настоящее время с применением ЭВМ) приведение длительности огневого воздействия по зонам интенсивности натурного пожара к стандартному осуществляют по формуле
Тс = (0,78 — 1(Г? Д Z) тф,	(7)
где А/ — отклонение по зонам интенсивности фактических температур от температур нормированного пожара, °C.
Температурный режим стандартного пожара выражают логарифмической зависимостью
/с = 345 1g (8тс+1).	(8)
Температуры на поверхности конструкции. Применительно .к условиям стандартного пожара расчетные температуры на поверхности
железобетонных конструкций рассчитывают по формуле А. И. Яков лева [5].
/п к= 1250-(1250-fH) erf А.	(9)
В формуле величину А определяют по функции ошибок гаус-сового интеграла (см. табл. XIII, прил. 2) при величине
erf А = erf т^/2 )лт0.	(10)
Коэффициент , учитывающий скорость прогрева бетона в зависимости от его плотности, вычисляют по формуле (35).
2.	УСЛОВИЯ ОГНЕСТОЙКОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
конструкций
Тепловая нагрузка на конструкции здания. При горении веществ, материалов и конструкций на пожаре выделяется огромное количество тепла. Так, плотность теплового потока3 при горении древесины составляет 157 000, полистирола — 284 000, нефти — 645 000 ккал/ /(м2-ч).
Тепло, выделяющееся при пожаре, частично аккумулируют строительные конструкции и частично уносят продукты горения. Тепловая нагрузка4, воспринимаемая железобетонными конструкциями, составляет 0,5—0,7 теплоты пожара. При критическом значении тепловой нагрузки элемент конструкции разрушается.
В условиях пожара поверхности железобетонных конструкций нагреваются до высоких температур (порядка 1000—1200°С). При кратковременном огневом воздействии и после такового (вследствие тепловой инерции) происходит неравномерный прогрев сечений железобетонных элементов. Перепад температур между обогреваемой и необогреваемой поверхностями (или центром сечений элементов, обогреваемых с двух, трех или четырех сторон) находится в пределах 800—'1000°С.
Снижение эксплуатационных качеств конструкций при пожаре. От воздействия высоких температур при прогреве сечений железобетонных элементов возникают температурные напряжения, изменяются физико-механические свойства бетона и арматурной стали, уменьшается работоспособное сечение элемента вследствие прогрева поверхностных слоев бетона до критических температур. После охлаждения бетон, прогретый до критической температуры, не восстанавливает прочностные и деформативные свойства. Порядок определения критических температур бетона приведен в гл. IV.
Изучение строительных конструкций при исследовании натурных пожаров показывает, что железобетонные конструкции подвергаются значительным температурным деформациям (перемещения, углы поворота), приводящим к серьезным повреждениям и крупным авариям.
3 Под плотностью теплового потока подразумевают количество тепла, выделяющегося в условиях пожара с единицы площади поверхности горенич в единицу времени, ккал/(м2-ч).
4 Под тепловой нагрузкой понимают количество тепла, которое аккумулируется строительной конструкцией при пожаре через поверхность площадью I м2.
а
Необратимые потери эксплуатационные сВойстб железобетонного элемента
Рис. 4. Причины необратимого снижения эксплуатационных свойств железобетонных конструкций, поврежденных пожаром
Исследованием поведения железобетонных конструкций во время огневого воздействия и после него установлено, что предельное состояние их по огнестойкости может наступить в результате потери несущей способности вследствие снижения прочности материалов (бетона и стали) при нагреве до высоких температур или после охлаждения.
Степень повреждения железобетонных конструкций во время пожара и после него зависит: 1) от характеристики основных параметров огневого воздействия (длительности, тепловой нагрузки, наибольшей температуры); 2) от дальности расположения конструкций от очага горения, вида обогрева, а также от конструктивного исполнения железобетонного элемента (размеров сечения, толщины защитного слоя, вида бетона и арматуры); 3) величины и характера приложения внешней нагрузки.
Причины снижения эксплуатационных качеств конструкции после пожара. Несущая способность железобетонных конструкций после огневого воздействия снижается вследствие изменения прочностных свойств бетона и арматурных сталей, нарушения совместной работы материалов, составляющих конструктивный элемент, а также вследствие появления температурных напряжений в сечениях конструкций в результате неравномерного прогрева.
Факторы, влияющие на проявление необратимых потерь эксплуатационных свойств (прочности, жесткости, трещиностойкости и огнестойкости) железобетонными конструкциями, показаны на рис. 4.
Величина необратимого снижения эксплуатационных свойств после пожара для статически определимых изгибаемых железобетонных конструкций обусловливается в основном потерями преднап-ряжения (для преднапряженных конструкций), снижением временного сопротивления и предела текучести арматурной стали после нагрева и последующего охлаждения.
Изменение прочностных и деформативных свойств бетона при температурном воздействии и после него существенно влияет на эксплуатационные характеристики статически неопределимых железобетонных конструкций, тонкостенных, сжатых элементов с небольшими (случайными) эксцентриситетами и статически определимых конструкций, у которых на пожаре прогревается сжатая зона бетона.
Нарушение сцепления арматурной стали с бетоном в процессе нагрева или при охлаждении (остывании) приводит к быстрому сокращению высоты сжатой зоны изгибаемого элемента и к обрушению конструкции.
Условия пожаростойкости. Под пожаростойкостыо понимают способность строительных конструкций зданий сохранять эксплуатационные качества как во время огневого воздействия, так и после него.
К элементам железобетонных конструкций зданий в условиях огневого воз-йствия и после такового предъявляют три условия пожаростойкости.
Согласно первому условию, во избежание общего разрушения здания и человеческих жертв ппи этом каждый железобетонный элемент, находящийся под эксплуатационной статической нагрузкой и температурным воздействием пожара, должен сохранять определенное время достаточную несущую способность (прочность и устойчивость).
Второе условие имеет в большей степени экономическое значение и заключается в возможности последующего (повторного) использования элементов железобетонных констрз'киий после огневого возчейстзпя натурного пожара. В этом случае, как правило, следует отдавать предпочтение таким железобетонным элементам конструкций, которые возможно повторно использовать после ремонта без значительного усиления.
Третьим условием (не менее важным) является требование о сохранности огнепреграждающей способности элементов конструкций. Потеря огнепреграж-даютцей способности элемента в условиях огневого воздействия характеризу
U
ется прогревом конструкции до критических температур (порядка 140 — 220°С). образованием сквозных трещин и отверстии или обрушением элементов конструкций, позволяющим продуктам горения проникать в смежные помещения.
Для несущих элементов каркаса здания фактическая продолжительность сопротивления элемента огневому воздействию во многом определяется величиной действующей на него нагрузки. Несущая способность элемента конструкций уменьшается при продолжительном воздействии высоких температур пожара. Время огневого воздействия, по истечении которого несущая способность элемента конструкции снизится до величины рабочей (действующей при пожаре) нагрузки, характеризует величину огневого сопротивления элемента по первому условию пожаростойкости.
Продолжительность огневого воздействия, по истечении которой одна из эксплуатационных характеристик железобетонного элемента (прочность, де-формативность, трещипостойкость и др.) снизится до предельной (наперед заданной) остаточной величины, определяет величину огневого сопротивления конструкции по второму условию пожаростойкости. Нагрузку, которую может воспринять железобетонный элемент с остаточной несущей способностью, принимают для поврежденной конструкции как рабочую нагрузку после огневого воздействия.
Время огневого воздействия, по истечении которого огнепреграждающая способность элемента будет утрачена (потеряна) вследствие прогрева необо-греваемой поверхности конструкций до критических температур (порядка 140—220°С), образования трещин и отверстий, позволяющих продуктам горения или пламени проникать в смежные помещения, или обрушения ограждающей конструкции при огневом воздействии, характеризует величину огневого сопротивления элемента по третьему условию пожаростойкости.
3.	ПОКАЗАТЕЛИ СОПРОТИВЛЕНИЯ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ОГНЕВОМУ
ВОЗДЕЙСТВИЮ
Предельные состояния конструкции по огнестойкости. Как показывает практика исследования пожаров, строительные элементы конструкций ни одного здания не могут удовлетворять бесконечно долго трем условиям пожаростойкости одновременно, т. е.:
il)	сохранять достаточную несущую способность в условиях огневого воздействия не обрушаясь;
2) быть пригодным к повторной нормальной эксплуатации в здании после ремонта конструкций, поврежденных огнем;
3) иметь удовлетворительную огнепреграждающую способность при минимальном расходе огнезащитных материалов.
Вследствие этого в зависимости от требований конкретного условия необходимо нормировать для каждого элемента конструкции здания показатели пожаростойкости, так как каждому показателю соответствуют своя фактическая продолжительность сопротивления конструкции огневому воздействию.
В действующие нормы строительного проектирования СНиП II-А. 5-70* «Противопожарные нормы проектирования зданий и сооружений» при определении предела огнестойкости железобетонных конструкций включены только три критерия:
1)	сохранение элементов конструкции несущей или ограждающей способности до обрушения при огневом воздействии;
2)	сохранение сплошности элемента конструкции до образования в нем сквозных трещин или отверстий, через которые проникают продукты горения и пламя;
3)	сопротивление повышению температуры (140—220°С), опасной для возгорания материалов смежных помещений, на необогре-ваемой поверхности элемента конструкции.
Указанные в СНиП П-А. 5-70* три критерия предельного состояния по огнестойкости объединяют первое и третье условия пожаро-стойкостн железобетонных конструкций.
12
81
>. Предельные состояния железобетонных конструкций, сопротивляющихся огневому воздействию
Потеря устойчивости формы и я и положения конструкции
Второе условие пожаростойкости в противопожарные нормы строительного проектирования здания и сооружений пока не включено. Однако строительство крупнейших объектов с пожароопасными производствами невозможно без знания теории поведения железобетонных конструкций при пожаре и после него. Кроме того, эти знания необходимы для определения пригодности к дальнейшей эксплуатации железобетонных конструкций, поврежденных огнем, а также для выработки рекомендаций по их исправлению или по усилению после пожара.
В связи со все более широким применением в современных зданиях преднапряженных железобетонных конструкций на практике часто решают вопрос о сохранении во время огневого воздействия и после него предварительного напряжения арматуры. В результате анализа поведения железобетонных конструкций во время огневого воздействия и оценки их остаточных эксплуатационных свойств после пожара произведена классификация показателей пожаростойкости (рис. 5).
Необходимость оценки эксплуатационных качеств железобетонных конструкций по трем условиям (в частности, по второму условию) пожаростойкости подтверждают следующие примеры из строительной практики.
Пример 1. В результате исследования состояния преднапряженных железобетонных панелей покрытия по участкам (зонам) повреждения вследствие огневого воздействия при пожаре получена обобщенная кривая снижения прочности и деформативности элементов (рис. 6). Выражая зависимость «про-
6. Обобщенная кривая снижения прочности .V и деформативности f OCT'V пред-напряженной изгибаемой конструкции / — при огневом воздействии: 2 — после пожара
должительность огневого воздействия — несущая способность элемента» обобщенной кривой, предельные состояния (пределы огнестойкости) можно оценить временем Tj и Тц.
Сопротивление огневому воздействию железобетонных элементов с коэффициентом безопасности по огнестойкости kQ (к которым не предъявляют требований их сохранности после пожара) будет определено предельным состоянием I группы (предел огнестойкости), равным Tj ).
Время Tj соответствует точке на кривой, при которой элемент конструкции настолько понизил эксплуатационные свойства (прочность, деформа-тивность и трещиностойкость), что его считают разрушенным или полностью непригодным для повторной нормальной эксплуатации после огневого воздействия.
Время Тц соответствует точке, показывающей снижение до определенных (заданных) пределов прочности или деформативности железобетонных элементов (панелей покрытия, свободно опертых по двум сторонам). При величине Tjj элемент конструкции после огневого воздействия имеет допустимую 14
остаточную деформацию, равную f/n, или допустимую для нормальной эксплуатации остаточную прочность, равную Nltn. При этом время определяет предел сопротивления элемента железобетонной конструкции огневому воздействию с коэффициентом безопасности по огнестойкости Ло>1 (к которому предъявляют требования сохранности, быстрого и недорогого восстановления после пожара).
Определение времени, соответствующего предельному состоянию плит покрытия по потере огнепреграждающей способности (по признаку прогрева не-обогреваемой поверхности панелей плит до критической температуры), в данном случае не имеет инженерного смысла.
При отсутствии взрывообразного разрушения бетона повышение тсхмпературы до пожароопасной величины необогреваемой поверхности панелей перекрытий наступает, как правило, не ранее их обрушения [6].
Натурными пожарами подтверждаются расчетные предпосылки в том, что для несущих железобетонных элементов каркаса здания фактическая продолжительность сопротивления огневому воздействию во многом определяется величиной действующей на него нагрузки [14, 15].
Во время пожара часть полезной нагрузки, приложенной на части зданий, как правило, снимается. В некоторых случаях эксплуатационная нагрузка #экс во много раз превышает величину внешних силовых воздействий на конструкцию при пожаре #Пож- При этом предел сопротивления конструкции огневому воздействию до ее разрушения возрастает. На графике снижения несущей способности Л^р железобетонного элемента в зависимости от длительности пожара (линия 2, рис. 7) это характеризуется точкой А с пределом огнестойкости Та- Однако рассматриваемый элемент конструкции в охлажденном состоянии значительно потерял прочность (линия 1, рис. 7) и может разрушиться при нагружении эксплуатационной нагрузкой после пожара.
Рис. 7, Влияние величины внешней нагрузки на предельное состояние по огнестойкости железобетонных конструкций
1 — кривая потерн прочности элемента после пожара; 2 — линия снижения прочности при пожаре
Пример. 2. Характерным случаем является исследование работы железобетонных конструкций термического корпуса во время и после аварии, сопровождавшейся 2-часовым горением (при пересчете на длительность стандартного пожара) закалочного масла МЗМ-120. Особенность работы железобетонных конструкций заключалась в характере и величине приложения нагрузки на перекрытие подвального этажа при нормальной эксплуатации и в момент аварии. Расчетная внешняя нагрузка при нормальной эксплуатации термического корпуса составляла 6000 кгс/м2, в том числе постоянная нагрузка 1500 кгс/м2, временная (от напольного передвижного транспорта) 4500 кгс/м2. Величина постоянной нагрузки, составляющая только 25% расчетной, являлась рабочей нагрузкой во время огневого воздействия.
При осмотре железобетонных конструкций над очагом горения после аварии представители проектной организации не обнаружили признаков, свидетельствующих о потере эксплуатационных характеристик (в частности, прогибов) железобетонных элементов. На основе этих данных ими было дано ошибочно заключение о возможности повторной эксплуатации конструкций без
15
усиления. Однако после натурного освидетельствования строительных конструкций подвального этажа, изучения интенсивности огневого воздействия аварии были определены границы зон повреждения железобетонных конструкций и установлено, что остаточная несущая способность железобетонных элементов (ребристых плит и балок прямоугольного сечения с двумя консочямн) подвального перекрытия зоны сильных повреждений значительно (на 34—36%) отличается от проектной.
В рассмотренных выше случаях в первую очередь важно было определить время сопротивления железобетонного элемента огневому воздействию по показателям пожаростойкости II группы. Исследовать огнестойкость по признакам I группы в данном случае было не целесообразно из-за особенностей нагружения конструкции во время пожара.
Следовательно, за предел огнестойкости (показатель пожаростойкости нужно принять время в часах, по истечении которого конструкция прекращает преграждать путь огню при пожаре или терять свои рабочие функции во время или после пожара.
Условия защиты конструкции от огня. Пожарная защита строительных конструкций зданий определяет комплекс технических мероприятий, направленных на предотвращение распространения огня по поверхности конструктивных элементов, их разрушения во время огневого воздействия и после него, а также на ограничение материального ущерба от пожара.
Опыт исследования пожаров показывает, что железобетонные конструкции, спроектированные под расчетные нагрузки с учетом требования строительной механики и сопротивления материалов и нормально эксплуатирующиеся несколько лет, в условиях огневогс воздействия разрушаются в течение нескольких десятков минут. При этом убытки от пожаров в основном являются следствием разрушения зданий и обрушения строительных конструкций.
Степень повреждения железобетонных конструкций в условиях натурного пожара и после него определяют, с одной стороны, показатели пожаростойкости (пределы огнестойкости) конструктивных элементов здания, с другой — мощность огневого воздействия (температура и длительность пожара).
Для оценки пожаростойкости строительных конструкций существующего (проектируемого) здания необходимо определить фактическое время сопротивления конструктивных элементов огневому воздействию Пф и сопоставить его с длительностью реального (возможного) пожара. В большинстве случаев при расчете фактическую длительность натурного пожара приводят к нормированному температурному режиму.
Соотношение предельно допустимой приведенной продолжительности пожара в здании (сооружений) тпр и фактического времени сопротивления конструкций огневому воздействию до наступления одного из показателей пожаростойкости Пф может быть выражено зависимостью
^пр^^ф/^о»	(И)
где kQ — коэффициент безопасности для конструкций по огнестойкости (см. табл. XII, прил. 2).
Следовательно, требуемый предел огнестойкости строительных конструкций ЛТр через расчетную длительность пожара в здании тПр можно выразить формулой
Птр>^отПр-	(12)
16
Исследование пожаров показывает, что из-за широкого применения в строительстве различных горючих конструктивных, отделочных, акустических и теплоизоляционных материалов возрастают вероятность возникновения пожаров и быстрое распространение огня по частям и конструктивным элементам зданий.
Огнестойкость железобетонных конструкций в целом оценивают по показателям пожаростойкости. Сопротивление огневому воздействию железобетонных стен, в частности, определяют по признаку потери несущей способности (полного разрушения) или по признаку прогрева необогреваемой стороны до пожароопасной температуры (140—220°С). Время сопротивления огню каркасных стен с железобетонным каркасом и самонесущим или навесным заполнением определяют для каждого элемента комплексной конструкции в отдельности. Так, для железобетонного каркаса огнестойкость оценивают по снижению несущей способности (по показателям I и II группы пожаростойкости), а для заполнения — по потере огнепреграждающей способности (по показателям III группы).
Фактическую степень огнестойкости здания оценивают по наименьшей величине времени сопротивления огневому воздействию и группе возгораемости материала конструктивного элемента.
Условия безопасности для строительной конструкции выполне-если фактическая группа возгораемости равна требуемой (Вф = = В^р), а фактический предел огнестойкости конструктивного элемента не менее требуемого нормами или условиями безопасности (77ф>/7Юр).
Условия огнестойкости строительных конструкций будут удовлетворены, если фактическая степень огнестойкости равна требуемой (С£=С?р).
Глава II. ВЛИЯНИЕ ТЕМПЕРАТУРЫ
НА СВОЙСТВА МАТЕРИАЛОВ
1.	ПРИЧИНЫ ИЗМЕНЕНИЯ СВОЙСТВ ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
ПОД ВОЗДЕЙСТВИЕМ ТЕМПЕРАТУРЫ
Свойства бетона и железобетона при воздействии высоких температур определяются поведением их составляющих: заполнителей, цементного камня и стальной арматуры.
Заполнители из горных изверженных пород (гранита, сиенита, диорита, габбро, диабаза, базальта и др.) при нагреве до повышенных температур снижают первоначальные внутренние напряжения, и прочность заполнителей на сжатие возрастает. При высокой температуре (более 200°С) происходят структурные изменения некоторых минералов. Особенно значительные структурные изменения происходят у пород, содержащих кварц. При температуре 573°С, переходя из одной модификации в другую, кварц скачкообразно увеличивается в объеме на 2.4%. При температуре 800°С и более из-за разности температурных деформаций минералов в материале появляются трещины и прочность заполнителей снижается.
Температурные деформации различных заполнителей при нагреве до 1000°С значительно отличаются от деформаций цементного
17
камня. Сравнение величин линейных деформаций показывает, что наибольшими температурными деформациями при нагреве до 900°С обладает щебень из песчаника, гранита и кварцита, наименьшими — щебень из известняка и базальта. При нагреве выше 900°С известняк снижает прочность меньше, чем породы из серпентита и кварцита. Однако более стойки к нагреву искусственные заполнители: доменный шлак, -керамзит, шамот, шлаковая пемза, перлит [7
Цементный камень при нагреве до 150°С повышает прочность в результате процесса самозапарки. При этом пары воды способствуют дополнительной гидратации минералов цемента. При нагреве до 200—300°С прочность на сжатие возрастает из-за уплотнения структуры цементного камня. Уплотнение структуры происходит вследствие удаления воды из геля двухкальциевого силиката, а также усиленной кристаллизации гидроокиси кальция.
При нагреве выше 300°С происходят усадка и нарушение структуры цементного камня. Вследствие этого прочность камня начинает уменьшаться. Усадка цементного камня вызывает внутренние напряжения и образование трещин. При температуре 575°С происходит дегидратация гидроокиси кальция. Распад гидратов и различные по знаку деформации частей цементного камня нарушают его структуру. Значительные нарушения структуры и снижение прочности камня происходят при нагреве выше 900°С вследствие диссоциации углекислого кальция и увеличения минерала в объеме. Следовательно, при возрастании температур более повышенных цементный камень теряет все виды воды, содержавшейся в нем. Это и приводит к нарушению структуры и к снижению прочности цементного камня.
Поведение бетона при нагреве определяется изменением его составляющих (заполнителя и цементного камня), различием их температурных деформаций, степенно напряженного состояния бетона и другими факторами. При нагреве до 100—150°С прочность бетона стабилизируется и несколько повышается. Бетон при нагреве до 100°С теряет свободную воду, находящуюся в порах. При температуре 200°С из бетона удаляется химически и физически связанная вода. Основную массу связанной воды бетон теряет при температуре выше 350°С. Обезвоживание бетона сопровождается его усадкой, возникновением температурных напряжений и трещин в местах соединения цементного камня и заполнителя. Вследствие этого бетон увеличивает деформации ползучести и снижает прочность и модуль упругости.
При температуре 520—580°С (когда происходит интенсивная дегидратация минералов цементного камня и нарушение структуры вследствие вторичного гашения окиси кальция) прочность бетона снижается. Значительное снижение прочностных и деформативных свойств бетона происходит в интервале температур 600—650°С, снижение которых объясняют распадом гидроокиси кальция цементного камня.
После охлаждения бетона, нагретого выше 500°С, структура бетона нарушается вследствие гашения свободной окиси кальция влагой воздуха со значительными увеличением объема. Изменение прочности бетона после охлаждения зависит от степени его нагрева и времени последующего хранения в естественных условиях. Прочность охлажденного бетона по истечении 30 сут снижается дополнительно на 10%. Если бетон не был прогрет выше 500°С, то через год прочность его восстанавливается до 90% первоначальной проч-18
пости до нагрева. При этом модуль упругости составляет соответственно 45, 60 и 75% первоначального значения после нагрева бетона до температуры 500, 400 и 300°С.
Физические основы прочности и деформативности бетона при температурном воздействии более подробно описаны в работе [2].
Поведение арматуры при воздействии температуры. Арматурные стали при нагреве до высоких температур изменяют механические свойства. Это связано с тем, что при повышении температуры в стали происходят сложные физико-химические процессы. С возрастанием температуры нагрева арматурных сталей изменяются их прочностные характеристики, снижается модуль упругости, увеличиваются температурные деформации, ползучесть и релаксация напряжений.
Возрастание повышенных температур приводит к уменьшению площадки текучести для мягких сталей, которая при нагреве выше 300°С исчезает совсем.
У горячекатаных сталей с повышением температуры до 300°С временное сопротивление увеличивается, а условный предел текучести и пластичность снижаются. При нагреве до 200—350°С углеродистые стали класса A-I и А-П приобретают синеломкость, которая повышает временное сопротивление. Пластические свойства, характеризующиеся относительным остаточным удлинением при испытании стали на разрыв кратковременным нагружением, в интервале температур 300—500°С увеличиваются. При температуре 500°С временное сопротивление и предел текучести сталей значительно (на 20—40%) понижаются.
Низколегированные стали классов A-III и A-IV при нагреве изменяют механические свойства, как и углеродистые. Однако максимальные значения временного сопротивления и минимальные удлинения эти стали показывают при более высоких температурах.
Горячекатаные стали после их нагрева (отжига) до 500°С в охлажденном состоянии не изменяют механические свойства. При этом сталь марки 25Г2С после нагрева до 600°С не только не теряет своей прочности, но в интервале температур 200—500°С после охлаждения упрочняется на 20—30%.
Арматурные стали характеризуются критической температурой, при нагреве выше которой под действием внешней нагрузки происходит непрерывное нарастание деформаций. При этом сталь медленно ползет при напряжениях значительно меньше предела текучести. Так, высокопрочная сталь прочностью 15 000 кгс/см2, предварительно нагруженная до 6500 кгс/см2, при температуре 300°С имеет такое возрастание деформаций ползучести, при котором преднапряжение полностью теряется.
С ростом температуры нагрева снижается модуль упругости арматурных сталей. Деформации стали, вызванные снижением модуля упругости и температурной ползучести, необратимы.
2. ВЛИЯНИЕ НАГРЕВА НА ОСНОВНЫЕ СВОЙСТВА БЕТОНА
Изменение прочности бетона. С повышением температуры нагрева до 200°С прочность бетона на сжатие увеличивается на 10—15%. При температуре 300, 500 и 700°С призменная прочность тяжелого бетона снижается соответственно до 80, 60 и 25% первоначальной (рис. 8, б—в).
1.9
Прочность бетона в нагретом и охлажденном состоянии отличается только при нагреве до 500°С. В интервале температур 500— 600°С разница в величинах прочности незначительна. При нагреве выше 600°С снижение прочности после охлаждения становится большим, чем в нагретом состоянии. В отличие от бетона на гранитном заполнителе бетон на известняковом щебне после охлаждения снижает призменную прочность интенсивнее, чем при нагреве.
Характер изменения прочности легких и ячеистых бетонов на портландцементе от нагрева аналогичен характеру изменения прочности обычного бетона. В охлажденном состоянии после нагрева до 200—400°С прочность керамзитобетона на сжатие возрастает на 10—20%, а при 500—600°С снижается на 30—40% первоначальной. При этом интенсивность снижения призменной прочности керамзитобетона, предварительно нагруженного в процессе нагрева на 0,2— 0,3/?”р, на 20—30% меньше, чем ненагружениого (рис. 8, а).
Изменения прочности некоторых бетонов па сжатие в зависимости от температуры и преднагружения в процессе нагрева, используемые для оценки пожаростойкости железобетонных и керамзитобетонных конструкций, приведены в табл. 1.
Призменную прочность бетона, подверженного воздействию пожара, после охлаждения выражают через прочность бетона при нормальной температуре
=- m6t ^пр-
(13)
Прочность на растяжение бетона, поврежденного огнем, определяют по формуле
Rp=m°ptRp-	<14>
Коэффициент условий работы, учитывающий снижение сопротивления бетона растяжению в зависимости от степени нагрева, находят по эмпирической формуле
— 0,2 (1 + 10-10-2/).	(15)
Рис. 8. Влияние температуры нагрева па прочность при сжатии
а — керамзитобетона: б — тяжелого бетона на известняковом щебне; в — то же, на гранитном щебне; / — в горячем состоянии предварительно нагруженный на 0,3/?	; 2 — то же,
без нагружения; 3 *- в охлажденном состоянии предварительно нагруженный в процессе
нагрева на 0,3/?н пр
’ 4—то же, без нагрузки; 5—
то же, предварительно нагруженный на 0,2/? JJp
20
Таблица 1. Изменение коэффициента условий работы, учитывающего снижение сопротивления бетона на сжатие в зависимости от температуры нагрева
Вид бетона	Преднагру-жение бетона при нагреве	Значения коэффициентов	и	при темпе- ратуре, ®с							
		100	200	300	400	500	600	700	800
Тяжелый бетон на гранитном щебне		0,95 0,88	0,88 0,8	0,8 0,8	0,7 0,78	0,6 0,7	0,45 0,5	0,25 0,15	0,1 0,05
	о,зя« пр	0,93 0,98	0,85 0,95	0,85 0,92	0,8 0,85	0,74 0,77	0,55 0,6	0,3 0,2	0,1 0,05
Тяжелый бетон на извест-няковом щебне	—	0,98 0,9	0,97 0,84	0,96 0,78	0,9 0,74	0,8 0,64	0,65 0,44	0,4 0,24	0,15 0,05
	0,3 ян пр	1	 0,95	1	 0,9	1	 0,85	0,98 0,78	0,94 0,68	0,84 0,54	0,54 0,32	0,2 0,1
Керамзитобе-тон	—	1,04 1	1,06 1	0,98 1	0,9 0,95	0,75 0,7	0,64 0,6	0,54 0,5	0,25 0,15
	0,3 ян пр	1,02 1,05	11?	1,08 1,15	1,06 1.1	0,94 1	0,88 0,85	0,7 0,65	0,33 0,2
Примечания: 1. Над чертой указаны значения коэффициента для нагретого бетона, под чертой /п® для охлажденного до нормальной темпе-
ратуры.
2.	Прочность охлажденного бетона по истечении 30 сут после нагрева снижают дополнительно на 10%.
3.	При нормальной температуре (20°С) значения коэффициентов условии работы равны 1, после нагрева до 900”С — нулю.
Величину /ng для различных бетонов принимают по табл. 1. При оценке свойств бетона в нагретом состоянии в приведенные выше формулы вместо подставляют значения mQ .
Изменение упругопластических свойств бетона. При нагреве до высоких температур (более 200°С) бетон претерпевает значительные нарушения структуры, которые связаны с потерей упругопластических свойств. При нагреве тяжелого бетона на гранитном и известняковом заполнителях до температуры 400°С упругие и не-упругпе (пластические) деформации возрастают. Упругие деформации бетона в нагретом и охлажденных состояниях примерно одинаковы, а неупругие деформации в нагретом состоянии на 50% больше.
Нагрев до высокой температуры вызывает существенное снижение модуля упругости бетона. Модуль деформации при сжатии уменьшается при температуре 200°С на 20—30%, при 400°С — на 40—70%, при 600°С — на 70—90%. С ростом температуры нагрева модуль упругости тяжелого бетона понижается интенсивнее, чем
21.
керамзитобетона. Интенсивность снижения модуля упругости при сжатии преднагруженного керамзитобетона 0,2 и 0,3 снижается в среднем на 5 и 8% более по сравнению с ненагруженным.
Модуль упругости бетона, подверженного воздействию высокой температуры, выражают через модуль упругости бетона при нормальной температуре
^б^рб^б-
Коэффициент снижения модуля упругости бетона .06 в зависимости от температуры нагрева /° принимают по табл. 2 или приближенно по формуле
₽б = 1- kt.	(16)
Таблица 2. Изменение коэффициента, учитывающего снижение модуля упругости бетона от воздействия температур
Вид заполнителя для бетона	Преднагружс-ние в процессе нагрева	Значения коэффициента 0б при температуре, ®С					
		100	200	300	400	500	600
Керамзит	—	0,92	0,78	0,68	0,6	0.5	0,38
	0,2 ЯПр	0,96	0,83	0,77	0,64	0,53	0,43
	0,3 /?пр	0,98	0,88	0,8	0,65	0,6	0,5
»	0,5 /?пр	0,97	0,93	0,78	0,64	0,5	—
Известняк	Испытаны в	0,9	0,7	0,55	0,4	0,25	0,1
Гранит	нагретом сос-	0,8	0,65	0,45	0,3	0,15	0,05
Диабаз Песчаник	тоянии без	0,9	0,7	0,45	0,35	0,2	0,07
	предварительного нагружения	0,9	0,6	0,4	0,25	0,1	0,05
							
Примечание. Значения коэффициента Pg для керамзитобетона получены на образцах-призмах после нагрева и последующего охлаждения.
Величину k для керамзитобетона принимают равной 0,10-10~2, для тяжелого бетона — 0,47-Ю-2.
Коэффициент упругости бетона G = ®уп/£б) уменьшается с увеличением напряжений и температуры нагрева (табл. 3). Решающим фактором при этом является повышение температуры. При нагреве тяжелого бетона выше 900°С коэффициент упругости весьма мал вследствие значительной ползучести бетона.
Изменение теплофизических свойств бетона. Скорость прогрева сечений железобетонных элементов зависит от характеристик тепло-переноса (X, с, а), влажности (о>в, %) и плотности сухого бетона (ус, кг/м3). С ростом температуры коэффициент теплопроводности и удельная теплоемкость X бетона изменяются. Величины теплофизических характеристик бетона в зависимости от температуры приведены в табл. 4.
22
Таблица 3. Значения коэффициента упругости бетона в зависимости от температуры
Вид бетона	Преднагруже-ние в процессе нагрева	Значения коэффициента ' ратуре, °C					v при темпе-	
		100	200	300	400	500	600	700
Керамзитобетон	—	0,7	0,6	0,62	0,58	0,55	0,35	—
	0,3 /?пр	0,68	0,6	0,57	0,54	0,52	0,3	0,15
Тяжелый бетон	0,3 /?пр	0,58	0,5	0,46	0,44	0,42	0,2	0,1
Таблица 4. Теплофизические характеристики бетонов в зависимости от температуры нагрева
Вид бетона	ус, кг/м»	Коэффициент теплопроводности	, ккал/(м-ч-град)	Коэффициент теплоемкости с^,ккал/(кгХ Хград)
Керамзитобетон	950	0,2+0,11-10-» t	0,2+0,14-Ю-з t
»	1030	0,22+0,64-10—♦ t	0,2+0,93-10—4 t
»	1380	0,33+0,7-10—4 t	0,2+0,11-Ю-з t
Бетон на известняке	2250	0,98-0,47-10-» t	0,17+0,2-Ю-з t
То же	2190	1,07—0,83-10-» t	0,18+0,15-10-3 t
Бетон на граните	2350	l,03—0,3-10-3 t	0,17+0,2-Ю-з t
То же	2220	1,22-0,95-10—3 t	0,18+0,15-IO-3 t
Лглопоритобетон	1670	0,6+0,06-10—4 t	0,21+0,16-10-3 t
Перлитобетон	1090	0.25+0,1-10-» t	0,2+0,14-10-» t
В расчетах огнестойкости железобетонных конструкций приведенный коэффициент температуропроводности, принимая значения характеристик теплопереноса при температуре 450°С, определяют по формуле
опр=^ /(Q +0,012wb)Yc.	(17)
ср ср
Температурные деформации (расширение и усадка) бетона зависят от поведения (вида) заполнителя и цементного камня при нагреве. Заполнитель бетона при нагреве расширяется. Цементный камень при нагреве до 200°С расширяется незначительно, при высокой температуре укорачивается вследствие температурной усадки. Поэтому в бетоне возникают значительные внутренние напряжения, которые приводят к нарушению связи между составляющими бетона.
Суммарная температурная деформация бетона (по В. И. Мура-шеву) равна величине температурного расширения еР за вычетом температурной усадки еу бетона, т. е.
23
еб/ -= eP — ey = (°P — ay) Z = a6 t.	(18)
Усадка бетона при нормальной температуре равна (150—180) X ХЮ”6. °C”1. При повышенных температурах усадка бетона увеличивается на 1,3-Ю-^С-1.
Суммарные температурные деформации бетона для расчетов в диапазоне температур / = 50—550°С можно вычислить по формулам:
Об = 4,4-10-6 (1 4-0,06-10~2 /);	(19)
a6= 10-Ю-6 (1 — 0,12-Ю-2 /);	(20)
аб = П-10-6 (1 — 0,1Ы0~2 /).	(21)
Зависимость (19) справедлива для керамзитобетона, зависимости (20) и (21) справедливы соответственно для бетонов на карбонатном и гранитном щебне.
Предельная сжимаемость керамзитобетона после нагрева до 200, 400 и 600°С и последующего охлаждения возрастает соответственно в 1,6; 2,2 и 2,8 раза по сравнению с первоначальной.
Взрывообразное разрушение бетона. Такой вид разрушения бетона на пожаре происходит в статически неопределимых, преднапряженных и тонкостенных элементах, а также в железобетонных конструкциях, изготовленных из автоклавных, пропаренных и высокопрочных бетонов.
Исследование поведения и состояния железобетонных конструкций главного корпуса завода пластмасс, многосекционной градирни из сборных железобетонных элементов и других объектов после пожаров показало, что бетон взрывообразно разрушался на больших площадях в зоне интенсивного горения. При этом в ребристых плитах покрытий и перекрытий образовывались сквозные отверстия, арматурные сетки обнажались.
В стропильных и подстропильных балках бетон местами взрывообразно разрушался на толщину защитного слоя 15—30 мм, оголяя продольную и поперечную арматуру. Взрыв вызывал внезапное, быстрое и хрупкое разрушение бетона.
В условиях натурных пожаров взрывообразное разрушение бетона происходит через 10—20 мин после начала интенсивного огневого воздействия на железобетонные конструкции. При этом поверхность железобетонных конструкций разрушается неожиданно, с шумовым эффектом, подобным взрыву. При взрыве пластины бетона площадью до 200 см2 и толщиной до 1 см (иногда на глубину 4—6 см) отлетают на расстояние 10—15 м. Такое разрушение происходит непрерывно в радиусе очага горения на поверхности конструкций, подверженных действию огня. Взрыв бетона наиболее поражает участки железобетонных конструкций, на которые непосредственно воздействует пламя при пожаре.
Взрывообразное разрушение следует ожидать, во-первых, у бетонов с повышенной влажностью (более 3%); во-вторых, при быстром нагреве поверхности элемента (воздействие пламени, жесткий температурный режим); в-третьих, при плотности выше критической (порядка 1250 кг/м3).
При действии сжимающей внешней нагрузки конструкции из тяжелого бетона при влажности по массе менее 2% не подвержены взрывообрязному разрушению. Ненагруженпый бетон той же влажности не взрывается. Нагруженные керамзнтобетонные конструкции разрушаются взрывообразио при влажности бетона 5,5% и более. Без нагрузки керамзитобетон не взрывается при влажности 14,5% и больше.
По результатам натурного освидетельствования железобетонных конструкций, подверженных огневому воздействию, установлено, что к причинам взрывообразного разрушения бетона относятся и такие факторы, как: 1) ограничения продольных удлинений железобетонного элемента вследствие неподвижности опор; 2) пониженная прочность бетона между близко расположенными продольными арматурными стержнями; 3) небольшие размеры поперечного сечения элемента.
Для предохранения преднапряженных конструкций от взрывообразного разрушения бетона рекомендуется применять дополнительное армирование железобетонных сечений сетками, которые охватывают напрягаемую арматуру по периметру. Косвенное армирование участков колонн повышает сопротивление бетона взрывообразному разрушению.
24
3. ИЗМЕНЕНИЕ СВОЙСТВ АРМАТУРЫ ПРИ НАГРЕВЕ
Прочность сталей. Сопротивление арматуры растяжению и сжатию при нагреве и отжиге заданными температурами определяют через сопротивление арматуры при нормальных условиях с использованием коэффициентов условий работы или /п^, учитывающих снижение сопротивления стали при огневом воздействии или после него, по формулам соответственно:
== ^а^ ^а>	(22)
Коэффициенты tn&t и для сталей, неиагруженных в процессе нагрева, принимают по данным табл. 5.
Таблица 5. Изменение нормативных сопротивлений арматурных сталей от температуры нагрева
Класс и марка арматуры	л" кгс/см2	Коэффициенты т			и т° ai	при температуре, °C		
		100	200	300	400	500	600	700
Стержневая	6 000	1	1	1	0,97	0,64	0,35	0,1
		 	 —	•	 -	1 —’	* —	1 11
горячекатаная периодического профиля класса А-IV марки 80С	6 000	1 1	1 1	1 1	0,94 1	0,78 0,66	0,66 0,35	0,6 0,14
То же, марки		 —	—		—	 	—	
30ХГ2С	4 000	1 1	1,03 1	1,01 1	0.98 1	0,94 0,84	0,86 0,47	0в73 0,17
То же, клас-		 -		 "		  	-	 1	
са А-III марки 25Г2С	3 000	1 1	1.2 1	1,25 1	1,25 1	1,2 0,76	1,05 0,36	0,95 0Д6
То же, клас-			—		-	—  —	*	 —	
са А-П марки Ст.5	4 500	1 1		1 0,99	1 0,97	1 0,82	1 0,53	1 0,22	1 0,08
Обыкновен-								
ная арматурная проволока 0 6 мм класса В-1	18 000	1,03 0,99	1,05 0,96	1,02 0,78	0,98 0,55	0,9 0,34	0,7 0,16	oj 0,05
Высокопроч-		 - -		—	—		 "	*	
ная арматурная проволока 0 2—3 мм класса Вр-П		1,02	1	0,95	0,84	0,7	0,5	0,4
коэффициента
Над чертой указаны значения состоянии, под чертой —/п 0 j
после нагрева и после-
Примечания: 1. арматуры в нагретом дующего охлаждения.
2. Значения коэффициентов для горячекатаной стали класса A-I марок Ст.0 и Ст.З принимают как для стали класса А-П марки Ст.5.
Расчетныс сопротивления арматуры сжатию используемые при проверке поврежденных огнем железобетонных конструкций по
25
.предельным состояниям первой группы, принимают по табл. 22 и 23 СНиП П-21-75 с учетом коэффициента Значения коэффициента для стержневой горячекатаной гладкой арматуры и арматуры периодического профиля принимают соответственно по формулам:
= 1 — 0,110~2/;	= 1 —1(Г3/(O.l + lO-3/). (23)
Коэффициент учитывает изменение сцепления арматурных сталей с бетоном в зависимости от температуры t.
При нагреве нагруженных образцов стали в условиях, аналогичных нагреву арматуры железобетонных плит (обогрев плит по
Mat
Рис. 9. Изменение нормативного сопротивления горячекатаной стали периодического профиля класса А-III марки 25Г2С в зависимости от температуры и заданных деформаций ползучести [7]
1, 2, 3, 4 и 5 — при деформациях ползучести 0,001; 0,002; 0,005; 0,01 и 0,02
стандартному температурному режиму, защитный слой бетона 30 мм), нормативные сопротивления арматурных сталей изменяются в за-висимости от температуры и заданных деформаций температурной ползучести. Температурная ползучесть стали зависит от скорости нагрева, величины начальных напряжений и вида стали. На рост деформаций ползучести сталей большее влияние оказывает повышение температуры, чем изменение ее напряжений. Характер изменения сопротивления нагруженных в процессе нагрева сталей класса A-III в зависимости от температуры и заданной деформации ползучести приведен на рис. 9.
Упругопластические свойства стали. Для инженерных расчетов модуль упругости арматурных сталей5 с учетом его коэффициента снижения ‘Ра в нагретом состоянии определяют по формуле
£а^ = Ра £а •
Усредненные значения коэффициента снижения модуля упругости различных сталей в диапазоне температур 20—700°С находят по формуле
ра==1— 0,05-Ю-2/а.	(24)
Температурные деформации арматуры. При нагреве сталей до 700°С деформации температурного расширения постепенно возраста
5 Модуль упругости Е & для соответствующих классов арматуры, подверженной нагреву, равен, кгс/см2:
A-I и А-П	....	2 100000
A-III, A-IV, В-I, В-П и Вр-П	2 000 000
A-V, Ат-IV, At-V и At-VI	1 900 000
К-7 (арматурные канаты)	1 800 000
Bp-I	1 700 000
26
ют. При температурах выше 700°С прирост деформаций стали снижается. Усредненные деформации температурного расширения арматурных сталей разных классов и марок в условиях огневого воздействия при температуре нагрева до 700°С определяют по формуле
<ха/=11,410~6 (1+0,05-10~2/).	(25)
Предельная деформация нагруженных сталей при воздействии высоких температур в среднем равна 50 мм/м. Температурные расширения сталей в диапазоне температур 600—700°С составляют около 10 мм/м. Деформация от температурного удлинения примерно равна 20% суммарной деформации, проявляющейся вследствие ползучести и снижения модуля упругости стали. При этом величина остаточной деформации от снижения модуля упругости стали в 8— 10 раз меньше деформации ползучести напряженной арматуры при нагреве до 300°С. Ползучесть сталей заметно проявляется при кратковременном нагреве выше 200°С. С увеличенивхМ температуры от 250 до 300°С величина температурной ползучести стали увеличивается более чем в два раза. Это приводит к полной потере предиа-пряжения арматуры.
4. ВЛИЯНИЕ ТЕМПЕРАТУРЫ НА СВОЙСТВА ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
При огневом воздействии и после него железобетон значительно изменяет основные свойства. При высоких температурах нагрева прочность сцепления арматуры с бетоном уменьшается. Вследствие температурной ползучести и релаксации стали и бетона изменяется величина предварительного обжатия бетона в сечении преднапряженных элементов, увеличиваются потери предварительного натяжения арматуры. От неравномерного прогрева сечений изменяется напряженно-деформированное состояние железобетонных элементов i[ 1,112].
Рис. 10. Влияние температуры нагрева на сцепление арматурных сталей с бетоном
1 — временное сопротивление контактного слоя для гладкой арматуры с керамзитобетоном; 2 — то же, с тяжелым бетоном; 3 — то же, для арматуры периодического профиля с керамзитобетоном; 4 — то же, с тяжелым бетоном; 5 — предельные условные напряжения для гладкой арматуры; 6 — то же, для арматуры периодического профиля
Изменение сцепления арматуры с бетоном. Сцепление гладкой арматуры с керамзитобетоном (Я£р=75 кгс/см2) с повышением температуры до 200—400°С и последующим охлаждением снижается соответственно на 40—80% по сравнению с контрольными йенагре-вавшимися образцами (рис. 10). Величины предельных условных
27
напряжении тСк, соответствующие началу сдвига незагруженного конца арматурных стержней, и временного сопротивления контактного слоя керамзитобетона тСц с арматурой различного профиля в зависимости от температуры нагрева приведены в табл. 6. При этом отношение Тсц//?"р равно 0,22 для гладкой арматуры и 0,27 для арматуры периодического профиля.
Таблица 6. Сцепление арматурных сталей с керамзитобетоном
Температура , °C	Напряжения сцепления, кгс/см2, бетона с горячекатаной стержневой арматурой					
	класса A-I, 0 12 мм			периодического профиля класса А-Ш, 0 14 мм		
	ТСЦ	Тск	тсц/*ск	Тсц	ТСК	Тсц^Тск
20 ПО 200 400 600	16,4 12,8 10,3 3,2	13,4 10,8 8,1 2,2	1,23 1,17 1,22 1,45	20,2 24,3 23,2 23,2 19,4	16,8 23,5 22 21,3 16,8	1,2 1,03 1,05 1,09 1,14
С возрастанием температуры нагрева величина предельного условного напряжения уменьшается более интенсивно (особенно для гладкой арматуры), чем величина временного сопротивления контактного слоя керамзитобетона. При нормальной температуре сцепление тяжелого бетона марки 200 составляет 27 кгс/см2 и отношение Тсц/Яб = 0,.14. При 400°С * сцепление уменьшается на 25%, при 450°С — до нуля. Сцепление гладкой арматуры с бетоном после нагрева и последующего охлаждения меньше, чем в нагретом состоянии.
Сцепление горячекатаной арматуры периодического профиля с тяжелым бетоном в интервале температур до 300°С выше первоначального значения; при температуре 350°С величина сцепления начинает снижаться и при 450°С составляет около 75% первоначальной величины.
Прочность сцепления арматуры периодического профиля с керамзитобетоном после нагрева до 110°С увеличивается на 20%. В интервале температур ПО—600°С прочность сцепления постепенно снижается до первоначальных значений. После нагрева до 700°С прочность сцепления меньше первоначальной величины на 40%.
Эффективность сцепления арматуры периодического профиля по сравнению с гладкой арматурой возрастает при увеличении температуры нагрева. Прочность сцепления арматуры периодического профиля после нагрева до ПО, 200 и 400°С соответственно в 2; 2,5 и 8 раз больше, чем у гладкой арматуры.
Температурно-усадочные деформации. При оценке огнестойкости преднапряженных железобетонных конструкций кроме потерь пред-напряжения, возникающих при нормальной температуре, учитывают потери от температурной усадки бетона, от ползучести и релаксации арматуры, от снижения модуля упругости стали при нагреве, а также от разности температурного расширения бетона и арматуры.
28
Температурная усадка бетона е8/ может быть значительной и является необратимой деформацией. Потери преднапряжения в арматуре зависят от величины температурной усадки бетона при заданной температуре. Опытных данных деформации температурной усадки в зависимости от температуры нагрева, влажности и возраста бетона, а также размеров сечения и других факторов пока недостаточно. Поэтому потери преднапряжения в арматуре от температурной усадки приближенно принимают равными 50% потерь от усадки бетона при нормальных условиях:
= 0,5о8 = 0,5 (400 — 600) кгс/см2.	(26)
Максимальные деформации температурной усадки развиваются в интервале 60—<120°С. Величину температурной усадки при нагреве до 200°С принимают равной 0,28-10~3 [16].
Деформации ползучести бетона в преднапряженных элементах на 40% меньше, чем в образцах-призмах при постоянной нагрузке. Это происходит вследствие убывания во времени усилий обжатия бетона напряженной арматурой. Потери от температурной ползучести бетона определяют с учетом напряжений в бетоне и развития деформации ползучести бетона при заданных температурах.
<^6^ =	= (2>5 — 3) Об-	(27)
В этой формуле коэффициент k6 учитывает потери от ползучести бетона на единицу прилагаемых напряжений перед огневым воздействием. Для тяжелого бетона при кратковременном воздействии высоких температур коэффициент равен 2,5, для керамзитобетона—3.
Потери преднапряжения от релаксации стали при пожаре значительные и зависят от повышения температуры нагрева ta и степени натяжения арматуры о0:
=1,2- 10“3./а. ог0.	(28)
Деформации арматуры от снижения модуля упругости стали при нагреве как деформации от релаксации необратимы. Потери преднапряжения арматуры от снижения модуля упругости стали равны:
%=e₽S	<29>
Деформации стали при величине рабочих напряжений в арматуре Оа и модуле упругости нагретой стали Еа определяют из их отношения
еР = О'а/^а^
В преднапряженных элементах разница в температурном расширении стали и бетона при нагреве выше 100°С увеличивает потери преднапряжения арматуры. Величину этих потерь (обратимые потери после охлаждения бегона) определяют по формуле
= (°а/ аб/)	•	(30)
Общие потери преднапряжения арматуры с повышением температуры до 200°С возрастают^ 1,5—2 раза {16]. При этом потери
29
от релаксации арматуры составляют около 40%, от усадки бетона 20—30%, от снижения модуля упругости стали 5—10%. Существенны потери от разности температурного расширения бетона и арматуры при нагреве выше 200°С. Потери от температурной ползучести бетона незначительны.
Глава III. ПОВЕДЕНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ПРИ ПОЖАРЕ
•1. ФАКТОРЫ, ВЛИЯЮЩИЕ НА ПОВЕДЕНИЕ КОНСТРУКЦИЙ
Основными факторами, влияющими на поведение железобетонных конструкций во время пожара, являются величина тепловой нагрузки и конструктивное исполнение строительных элементов.
Большое влияние оказывают на работу железобетонных элементов при пожаре способ изготовления элемента (сборный или неразрезной, монолитный); закрепление концов элемента (свободно опертые или защемленные); геометрическая форма и размеры сечения (массивность) элемента; толщина защитного слоя бетона, защитной штукатурки или облицовки; вид армирования, тип арматуры и ее критическая температура; вид бетона и его заполнителей, способность бетона к взрывообразному разрушению и другие свойства.
Поведение железобетонных конструкций при пожаре зависит от физико-технических, прочностных и деформативных свойств бетона и арматурной стали, подверженных воздействию высоких температур.
При испытании элементов здания на огнестойкость используют температурный режим нормированного пожара по СНиП П-А.5-70*.
На величину температур натурного пожара и характер их распределения по высоте помещения влияют несколько параметров. Основные из них вид и количество горючего материала, его состояние, конструктивное оформление помещения и здания в целом.
Порядок исследования огневой нагрузки на железобетонные конструкции приведен на примере пожара в главном корпусе завода пластмасс.
Характеристика железобетонных конструкций склада сырья и готовой продукции завода пластмасс. Помещения склада размером в плане 120X54 м располагались в осях Н — С между рядами 25—45 главного корпуса. Отсеки склада отделены от смежных помещений противопожарными стенами по оси Н, по рядам 25, 45 и оси 35 (рис. П).
Отсек склада, где произошел пожар, расположен в осях Н — С и рядах 25—35 (размером в плане 60X54 м). Отсек склада запроектирован со встроенной этажеркой. Отметка пола первого этажа+1,1 м, второго+4,8 м. Отметка низа -несущих конструкций покрытия 4-9,6 м. Высота первого этажа 4.3 м, второго 6 м. Площадь отсека склада на первом этаже 1840 м2, на втором 2340 м2. Суммарная площадь дверных и оконных проемов первого этажа 220 м2, второго 330 м2 (включая площадь дымовых люков в покрытии).
Главный корпус завода представляет собой бесфонарное здание, выполненное из сборного железобетона (рис. 12).
Колонны основного каркаса главного корпуса марки К-2 сборные двухветвевые (шаг 12 м), и изготовлены из тяжелого бетона М300 на известняковом щебне. Сечение каждой ветви 20X60 см, размер участков сплошного сече* ния колонн в плане 60X70 см. В качестве рабочей арматуры применена горячекатаная сталь класса А-П 0 20 мм. Толщина защитного слоя бетона 20 мм. Поперечная арматура выполнена из стали класса А-1 (Ст. 3) 0 8 мм с шагом 40 см. Нагрузка от покрытия на колонну до пожара составляла 200 000 кгс, от перекрытия первого этажа — 94 000 кгс.
Колонны встроенного этажа сборные железобетонные сплошного сечения 40X40 см (шаг 6 м), изготовлены из фетона М300 и рабочей арматуры класса А-П (Ст. 5).
30
Рис. 11. Главный корпус завода пластмасс (план на отметке +4,8 м)
/ — колонны К-1 двуветвевые крайние железобетонные (шаг 6 м); 2 — колонны К-2 средние железобетонные (шаг 12 м) несущего каркаса; 3 — склад готовой продукции; 4 — стойки циклонов металлические; 5 — шахтные подъемники; 6 — металлическая сетчатая перегородка; 7 — склад сырья; 8 — противопожарная стена; 9 — цех производства прессованных литьевых изделий; Т. ш. — температурный шов
to
5
Рис. 12. Фрагмент главного корпуса завода пластмасс. Разрезы 1—1 (в осях М—С) и 2—2 (в рядах 25—37}
/ _ противопожарные стены из силикатного кирпича; 2 — колонны средние типа К-2 двухветвевые железобетонные несущего каркаса; 3 — стропильные балки железобетонные типа БПС-18; 4 — подстропильные балки железобетонные типа ББС-5П-2; 5 — плиты покрытия типа ПНС и ПКЖ; 6 — ригели этажерки; 7 — колонны первого этажа (шаг 6 м); в—колонны крайние типа К-1 (шаг 6 м); 9 — павесные керамзитобетонные панели
Ригели и плиты перекрытия встроенного этажа сборные железобетонные серии ИИ-60. Ригели корзинчатого типа марки Р2-5. пролетом 5,95 м изготовлены из бетона М200. Высота ригеля 60 см. Толщина защитного слоя бетона до угловых стержней рабочей арматуры 30 мм.
Стропильные преднапряженные железобетонные балки марки ББС-18-3, с пролетом 18 м (шаг 6 м), серии Е-819 (проект ПП-01-01, выл. II). Балки изготовлены для покрытий с плоской кровлей с параллельными поясами из бетона М400 на известняковом заполнителе. В качестве рабочей применена стержневая арматура 120 18 класса А-Ill, натягиваемая электротермическим способом. Толщина защитного слоя бетона 50 мм.
Подстропильные преднапряженные железобетонные балки марки ББС-5п изготовлены сборными, серии Е-820 (пролет 12 м), из бетона М400. Рабочая арматура из горячекатаной стали, упрочненной вытяжкой, марки 30ХГ2С.
Плиты покрытия размером в плане 1,5X6 м марок ПНС-7 и ПНС-12 изготовлены из бетона М200. Рабочая арматура марки 30ХГ2С, защитный слой 20 мм.
Ограждающие конструкции корпуса — керамзитобетонные стеновые панели (навесные) и монтажное остекление (ленточное). Противопожарные стены выполнены из силикатного кирпича толщиной 25 см. Кровля корпуса рулонная с бронирующим слоем.
Горючая загрузка и огневая нагрузка. На первом этаже склада горючую загрузку составляли полистирол, полиэтилен, смолы, воск и другие синтетические материалы в количестве 450 т. Такое же сырье’ хранилось на втором этаже в пакетах на деревянных поддонах в три яруса в количестве 780 т. Отсеки склада относятся по пожарной опасности к категории В и оборудованы спринклерной установкой с расходом воды 30 л/с (по проекту).
Удельная горючая загрузка склада 565 кг/м2. Удельная огневая нагрузка на железобетонные конструкции покрытия до момента его обрушения превышала 560 Мкал/м2.
Г, У
Рис. 13. Характер развития площади пожара на складе сырья и готовой продукции
1 — график So— X для первого этажа; 2 — то же, для второго этажа; 3 — площадь пожара в момент обрушения плит покрытия; 4 — площадь пожара при его локализации (6 ч); 5— площадь горения при ликвидации пожара (12 ч)
Развитие пожара. Пожар возник на первом этаже склада сырья в 1 ч 25 мин. Сообщение в пожарную охрану поступило в 1 ч 34 мин. Первые подразделения прибыли в 1 ч 38 мин. Пожар был локализован в 7 ч 30 мин, а ликвидирован в 14 ч. Работы по эвакуации сырья и ликвидации горения отдельных участков продолжались более 36 ч.
’ Сведения о пожарной характеристике сырья: плотность полистирола 650—1050 кг/м3, пенополистирола 25 кг/м3, температура воспламенения 488°С, теплота сгорания 11 000 ккал/кг, температура сгорания около 1500°С, скорость выгорания 2,19 кг/мин-м2, линейная скорость горения 36,7 см/мин, плотность полиэтилена 910—965 кг/м3, температура воспламенения 400°С, теплота сгорания 11 135 ккал/кг.
Зак. 546
33
Развитие пожара склада сырья характеризовалось значительной скоростью распространения огня по поверхности штабелей (1—1,5 м/мин). Спустя 1,5 после начала пожара огнем была охвачена почти вся площадь отсека (рис. 13) Огневое воздействие продолжительностью около 3,5 ч привело к обрушению железобетонных конструкций покрытия на площади более 1000 м2.
В течение 3 ч, прошедших с момента перехода огня с первого этажа на второй (где расположен склад сырья) до обрушения конструкций покрытия, пожар развивался в задымленном помещении с ограниченной вентиляцией. Температура пожара в отсеке склада приближалась к температуре сгорания горючих материалов (1400—1500вС).
После обрушения конструкций покрытия пожар в отсеке продолжался под открытым небом. Среднеобъемная температура пожара в помещении значительно снизилась. Температура на поверхности ограждающих конструкци (стен, колонн) по периметру склада сырья находилась к моменту локализаций пожара в пределах 600—800°С (рис. 14).
Рис. 14. График температурного режима огневого воздействия
1 — температура в момент обрушения конструкции покрытия; 2 — то же, при локализации пожара;
3 и 4 — то же, при натурном пожаре соответственно для первого и второго этажа; 5 — то же, при стандартном пожаре
Зоны интенсивности огня. Пожар был локализован в осях Н—С и в рядах 25 — 35 силами пожарных подразделений. Стационарная спринклерная установка при тушении крупного пожара оказалась неэффективной. При горении сырья на большой площади плотность теплового потока на отдельные участки строительных конструкций склада и смежных с ним помещений главного корпуса завода была неодинаковой. Это объясняется различным расположением в плане и по высоте частей здания относительно очага пожара (места, где происходило интенсивное горение).
Зоны интенсивности огневого воздействия у низа конструкций покрытия в главном корпусе завода показаны на рис. 15.
I.	Зону горения сырья характеризует температурный режим с температурой 1200—1500°С и длительностью 4—6 ч.
II.	Зону высокой интенсивности огневого воздействия характеризует тепловой режим с температурой 1000—1200°С и длительностью 2,5—3,5 ч.
III.	В зоне средней интенсивности температура находилась в пределах 800—1000®С в течение 1,5—2 ч.
IV.	Зона слабой интенсивности характеризуется длительностью огневого воздействия 1,5—2 ч и температурой 600—80(гС.
Расчетная длительность огневого воздействия на конструкции покрытия, приведенная к нормированному температурному режиму, соответственно зонам интенсивности (табл. 7) определена с учетом фактической продолжительности пожара и температуры внутренней среды по формуле (6).
Сравнительные величины пределов огнестойкости строительных конструкций приведены в табл. 8. Сравнение фактических и требуемых пределов огнестойкости строительных конструкций по участкам здания с соответствующей интенсивностью огневого воздействия проведено по данным табл. 7 и 8. Сопоставление данных показывает, что несущие железобетонные элементы каркаса, расположенные в I и II зоне интенсивности огневого воздействия, разрушаются или переходят в аварийное состояние. Это подтверждается последствиями натурного пожара.
Следовательно, поведение строительных конструкций главного корпуса завода пластмасс зависело от назначения элементов, места их расположения относительно очага пожара, интенсивности огневого воздействия и характера тушения пожара.
34
Рис. 15. Расположение зон интенсивности огневого воздействия при пожаре в складе сырья и готовой продукции главного корпуса завода
/ — зона горения сырья и готовых изделий из пластмасс (очаг пожара); II, III и /V — соответственно зоны высокой, средней и слабой интенсивности огневого воздействия (стрелкой обозначено направление ветра)
Таблица 7. Фактическая и расчетная длительность пожара по зонам его интенсивности
Зона интенсивности огневого воздействия	Фактическая длительность пожара Тф, ч	Разница экстремальных температур фактического и нормированного режима А Л °C	*=V’*	Расчетная длительность огневого воздействия тс, ч
I	3,5-5.5	+ 100	1,37	5—7,5
II	2—3.5	0	I	2—3.5
ill	1.5-2	—200	0,6	0,7—1.2
IV	1,5-2	-500	0,25	0,4-0.5
Таблица 8. Проектные и фактические пределы огнестойкости конструкций главного корпуса завода
Конструкция	Предел огнестойкости, ч		
	по СНиП П-А.5-70	расчетный	фактический
Плиты покрытия ПНС-7 и ПНС-12	1.5	1.4	3
Стропильные балки БПС-18-3	1.9	2.2	3
Подстропильные балки ББС-5п	2.4	2.6	3
Колонны основного каркаса К-2	3	2.8	3
Противопожарные стены	5.5	6	5
35
2. ОСОБЕННОСТИ ПОВЕДЕНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ ПРИ ОГНЕВОМ ВОЗДЕЙСТВИИ
Поведение железобетонных плит. Характер разрушения железобетонных плит, настилов и панелей покрытий и перекрытий пожароопасных зданий зависит от степени снижения прочностных и дефор-мативных свойств бетона и арматуры с ростом температуры нагрева. На предел огнестойкости плит существенно влияют толщина защитного слоя, начальная прочность бетона и его влажность, конфигурации и размеры поперечного сечения, коэффициент и способ армирования, вид арматурной стали и величина преднапряжения, внешняя нагрузка и характер ее приложения, длина пролета и схема опирания элемента.
Во время огневого воздействия железобетонные плиты зданий быстро нагреваются снизу. В сплошных железобетонных плитах в зависимости от толщины защитного слоя бетона и его температуропроводности растянутая арматура нагревается со скоростью 400— 600 град/ч. Распределение температуры по сечению плит при пожаре происходит по параболическому закону. Максимальные температуры нагрева наблюдаются на поверхности конструкции и на глубине до 1—2 см. Зоны бетона, расположенные глубже, прогреваются медленнее.
Арматура растянутой зоны сечения вследствие сравнительно плохих теплотехнических свойств защитного слоя бетона нагревается до критической температуры быстрее, чем бетон сжатой зоны. Снижение рабочих напряжений в растянутой арматуре на 1 % увеличивает время сопротивления железобетонного элемента огню на 1,33%.
Увеличение толщины защитного слоя бетона уменьшает скорость нагрева арматуры, повышая огнестойкость железобетонных плит. Однако при незначительном повышении защитного слоя бетона (1—2 см) увеличение предела огнестойкости плит невелико. Использование специальной штукатурки (с применением асбеста, вермикулита, перлита и т. п.) улучшает защитные свойства. При малой толщине специальной штукатурки (1,5 см) огнестойкость железобетонных плит увеличивается в 3—5 раз.
Наличие воздушных пустот в толще бетона не оказывает существенного влияния на рост температуры растянутой арматуры в тонкостенных плитах. Из-за хорошей температуропроводности нагретого воздуха до высоких температур в замкнутых пустотах бетон и арматура сжатой зоны тонкостенных плит подвергаются значительному нагреву. Вследствие этого происходит существенное снижение прочности и жесткости пустотных плит.
Железобетонные статически определимые плиты (сплошные ребристые, многопустотные) обрушаются при огневом воздействии в результате образования пластичного шарнира в сечении при текучести растянутой арматуры или вследствие внезапного (хрупкого) раздробления бетона сжатой зоны. Образование пластического шарнира характеризуется началом текучести растянутой арматуры при нагреве. Текучесть арматуры из твердых сталей проявляется в результате снижения предела прочности (или предела текучести для мягких сталей) до величины действующих (рабочих) напряжений в сечении. При нагреве до критической температуры в растянутой арматуре быстро нарастают пластические деформации ползучести. Де-
36
формативные свойства нагретого бе гона сжатой зоны существенно изменяются с ростом температуры (см. гл. 11).
В результате образования пластического шарнира в железобетонных плитах с расчетным пролетом L = 5,5—6,5 м, высотой сечения /1=10—25 см при нагреве появляются прогибы, равные /«=0,8 Ljh, см. [6]-.
Повышение огнестойкости массивных сечений железобетонных конструкций происходит вследствие увеличения теплоемкости элементов. Кроме того, при равном расчетном напряжении арматуры «фактический» предел прочности стали при увеличении толщины плиты возрастает. При огневом воздействии более толстые плиты деформируются меньше, чем тонкие. С уменьшением относительной высоты сжатой зоны (или процента армирования) деформации растянутой арматуры к моменту разрушения сжатого бетона увеличиваются. В элементах с арматурой, не имеющей площадки текучести, это ведет к одновременному увеличению напряжений на 10—15%.
При прочих равных условиях массивные плиты обладают более высоким влагосодержанием. При воздействии высокой температуры более влажный бетон прогревается медленнее за счет испарения воды.
Тонкостенные элементы железобетонных плит под действием температурных напряжений, возникающих из-за неравномерного прогрева по сечению, разрушаются по бетону сжатой зоны. На при-опориых участках тонкостенных плит в начальной стадии огневого воздействия образуются опасные косые трещины. Эти трещины появляются под действием главных растягивающих напряжений, вызванных суммарным воздействием внешней нагрузки и температуры. Появление косых трещин предопределяет характер разрушений от хрупкого скалывания или среза бетона сжатой зоны по наклонной площадке. Разрушение железобетонных плит по наклонным сечениям сопровождается небольшим раскрытием косых трещин и незначительным прогибом элемента. При этом нарушения анкеровки и раскола торцов элемента не наблюдается.
Неразвитая сжатая зона бетона в ребристых плитах (ребрами вверх), низкая прочность бетона и отсутствие сжатой арматуры в продольных несущих ребрах способствуют хрупкому разрушению по бетону.
Быстрый подъем температуры на поверхности тонкостенных сечений элементов железобетонных плит приводит к взрывообразному разрушению бетона (см. гл. II).
Для повышения огнестойкости тонкостенных плит, разрушающихся по сжатому бетону, увеличивают ширину сжатой зоны (ребер плиты), армируют бетон сжатой арматурой, ставят вертикальные сварные каркасы на приопорных участках (с шагом хомутов не более 10 см), применяют бетон более высокой марки и преднапряжения арматуры (с обеспечением ее надежной анкеровки в бетоне).
При разрушении плит по первому случаю (вследствие образования пластического шарнира) преднапряжение арматуры не оказывает влияния на их огнестойкость.
Огнестойкость составных плит зависит от сопротивления огневому воздействию подвесного потолка. При воздействии огня снизу подвесной потолок выполняет определенное время функции огнезащитного экрана. Предел огнестойкости таких конструкций в 2—2,5 раза больше, чем незащищенных плит.
Статическая схема работы плит значительно влияет на время сопротивления огневому воздействию. Огнестойкость статически оп
&7
ределимой работающей в одном направлении плиты повышается, если принимают упругоподатливую заделку концов плиты или создают условия работы плиты в двух направлениях.
Огнестойкость плоских плит, настилов и панелей сплошного сечения, опирающихся по контуру, при отношении сторон 1:2; Г. 1,5 и 1:1 повышается соответственно в 1,3; 1,4 и 2,5 раза. Огнестойкость плит, защемленных по двум противоположным сторонам, увеличивается при толщине плиты 8, 10 и 12 см соответственно в 1,6; 2,2 и 4 раза. Неразрезные изгибаемые элементы более огнестойки, чем однопролетные плиты.
В результате натурного пожара в складе сырья обрушилось 290 железобетонных плит покрытия типа ПНС и ПКЖ. Железобетонные ребристые плиты покрытия главного корпуса при пожаре находились под нагрузкой, работали на изгиб и подвергались воздействию высокой температуры с нижней стороны. Для аналогичных плит перекрытий характерно растяжение в арматуре по низу продольных ребер и сжатие вверху сечения элемента (рис. 16).
Рис. 16. Железобетонные плиты покрытия марок ПНС-7 и ПНС-12 размером в плане 1,5X6 м
а — поперечное сечение и схема армирования; б — расчетное сечение плит, подверженных огневому воздействию; 1 — предварительно-напряженные стержни; 2 — каркасы продольных ребер; 5 — сетка плиты; F$t *“ площадь бетона сжатой зоны; hnf — высота полки; х/ — высота сжатой зоны сечения
При пожаре быстрее прогревался низ продольного ребра плит (вследствие меньших размеров сечения и трехмерного потока тепла внутрь сечения), армированного стальными стержнями. Поэтому рабочая арматура Fa в растянутой зоне сечения шириной 13 см нагрелась до критической температуры (500 и 550ГС для сталей марок 30ХГ2С и 25Г2С [7]) быстрее, чем сжатая часть сечения шириной 22 см до критической температуры бетона (750°С для бетона на известяковом щебне [5]). Следовательно, нагрев рабочей арматуры в сечениях продольных ребер оказывал решающее воздействие на поведение железобетонных ребристых плит покрытия. Сопротивление огневому воздействию железобетонных плит зависело от величины рабочих напряжений в арматуре, толщины и влажности защитного слоя бетона, вида крупного заполнителя и закрепления концов плиты.
Снижение рабочих напряжений в арматуре на 30—33% вследствие заме-
38
пы проектных плит ПНС-2 более прочными плитами ПНС-7 и ПНС-12 увеличило фактическую огнестойкость панелей покрытия на 35—40%.
Изменение толщины защитного слоя на ±3 мм от проектной величины (6=20 мм) из-за применения различных диаметров арматуры для плит ПНС-7, ПНС-12 и ПКХ-5 не привело к значительному повышению сопротивляемости их огневому воздействию. Это можно объяснить тем, что в обращенных к огню продольных ребрах плиты в стадии интенсивного развития пожара появлялся температурный градиент, который уменьшался в сечении по направлению к арматуре. При этом перепад температур между обогреваемой поверхностью плиты и центром тяжести арматуры (осевое расстояние <7=30 мм) составляет А /1 = 400°С, что значительно больше, чем между слоями сечения на глубине 30—60 мм, гдеА/а=180°С (рис. 17). Отсюда следует, что изменение осевого расстояния а=30 мм на ±3 мм незначительно (±6%) влияло на предел огнестойкости плит покрытия при пожаре. Только при большом изменении толщины защитного слоя бетона возможно существенное увеличение продолжительности сопротивления железобетонных элементов огневому воздействию. При величине защитного слоя бетона менее 10 мм время сопротивления огневому воздействию нагруженных изгибаемых элементов катастрофически уменьшается.
Рис. 17. Характер изменения температуры по сечению продольных ребер железобетонных плит покрытия 1, 2 и 3 — изотермы прогрева участка сечения после огневого воздействия продолжительностью 106, 100 и 93 мин при условии, что в центре тяжести арматурного стержня температура /Кр =550°С,' а величина осевого расстояния а равна соответственно 27, 30 и 33 мм
Применение для некоторых плит покрытия склада готовой продукции бетона М300 (вместо М200 по проекту), а также возрастание прочности бетона (на 10—20%) за 12-летнюю эксплуатацию корпуса завода несколько повысило время их сопротивления огневому воздействию. При возрастании прочности бетона с М200 до М300 модуль упругости увеличивается на 20%. Увеличение прочности и модуля упругости бетона приводит к уменьшению действующих напряжений в рабочей арматуре. При этом происходит смещение нейтральной осп вверх по сечению. С увеличением плеча внутренней пары сил прочность плиты возрастает, а предел огнестойкости увеличивается. Для плит с высотой сечения продольного ребра 30 см и с рабочей арматурой 2 0 14 Л-IV изменение призменной прочности бетона с =145 кгс/см’ до npi
=210 кгс/см2 (рис. 18) приводит к уменьшению напряжения в стальных пр2
стержнях на 4%. Огнестойкость ребристых плит при этом увеличивается незначительно (5—10 мин).
Рис. 18. Изменение сопротивления огневому воздействию железобетонных плит в зависимости от прочности бетона сжатой зоны
а — график снижения несущей способности плит покрытия при пожаре; б и о — изменение плеча внутренней пары сил сечения Zg с ростом прочности бетона; 1 — изменение несущей способности плиты, изготовленной из менее прочного бетона; 2 — то же, при более прочном бетоне сжатой зоны
39
Применение ненапряженных плит марки ПКЖ-5 несколько увеличивал время огневого сопротивления покрытия (примерно на 10 мин) Это объяснят ется тем, что критическая температура преднапряженной арматурной стали плит типа ПНС ниже, чем плит ПКЖ (500 против 550сС). Критическая температура снижалась вследствие более резкого изменения коэффициента т у стали 30ХГ2С по сравнению со сталью 25Г2С в зависимости а/
от температуры нагрева.
Во время пожара из-за изменения модулей упругости стали и бетона температурной ползучести и расширения стали величина преднапряжения арматуры плит покрытия постепенно снижалась до нуля. Потеря преднапряжения в арматуре заставляла работать плиты типа ПНС как элементы с ненапряженной арматурой. Характерным в поведении преднапряженных плит покрытия во время огневого воздействия являлось более четкое увеличение прогиба перед разрушением.
Железобетонные плиты перекрытия первого этажа склада сырья частью обрушились в рядах 29—33 и осях Н—Р, частью имели чрезмерный прогиб в рядах 27—29, 33—35 и осях Н—Р (см. рис. 15). В местах обрушения защиты ного слоя бетона происходили нагрев рабочей арматуры до высоких температур и выпучивание ее у опор.
Результаты исследований поведения железобетонных элементов в условиях натурного пожара показывают, что огнестойкость преднапряженных плит ПНС-7 и ПНС-12 (по признаку их обрушения) незначительно (5—7%) ниже огнестойкости плит из обычного ненапряженного бетона.
Статическая схема работы плит покрытия оказывала существенное влияние на их огнестойкость. Однако поведение обогреваемых снизу плит с двух-и четырехсторонним (по периметру) обжатием от смежных панелей детально не исследовано. Отмечается лишь большое влияние температуры на величину и характер распределения в сечении возникающих напряжений [6].
Факторы, повысившие огнестойкость плит покрытия во время пожара на складе сырья, и их количественная характеристика (увеличение огнестойкости) приведены ниже, %:
Снижение рабочих напряжений в арматуре на 30% при замене плит IIHC-2 плитами ПНС-7 и ПНС-12	35-40
Изменение осевого расстояния &а= =±3 мм	±6
Повышение прочности бетона от М200 до
М300 за время эксплуатации здания	3—5
Ограничение продольного удлинения плит
при пожаре	100—120
В данном случае у свободно лежащих плит, не имевших шарнирных опор вследствие сварки закладных элементов, наблюдалось значительное повышение огнестойкости. Одной из причин этого являлось наличие достаточного, но не слишком жесткого ограничения продольного удлинения плит при нагреве.
Опыт исследуемого пожара показал, что при ограничении продольного удлинения плит перекрытия панелями, уложенными поперек нагревающихся (в осях И—С между рядами 23—25, см. рис. И), последние были повреждены от поперечных перемещений.
Поведение железобетонных балок. Работа железобетонных прогонов, ригелей и балок при пожаре зависит от способа опорных закреплений, величины предварительного натяжения и рабочих напряжений в арматуре, типа стали и се критической температуры вида, влажности, возраста, толщины защитного слоя бетона и его теплотехнических свойств, схемы обогрева и размеров сечения.
Исследования натурных пожаров показывают, что поведение железобетонных балок в основном обусловлено факторами, аналогичными для плоских плит. На сопротивление огню статически определимых балок в основном влияют размеры сечений и скорость нагрева рабочей арматуры. Однако непосредственное сравнение поведения железобетонных балок и плит неправомерно. Это объясняется тем, что балочные конструкции обогреваются при пожаре с трех сторон. При двух- и трехмерном потоке тепла сечения элементов прогрева
40
ются интенсивнее, чем при одномерном, особенно углы балок. Поэтому влажный бетон защитного слоя растрескивается.
Скорость нагрева рабочей арматуры балки зависит от размеров поперечного сечения. Под действием двух- и трехстороннего обогрева топкие сечения балок прогреваются относительно быстро. Особенно опасен прогрев тонких стенок высоких двутавровых балок. При этом возможно растрескивание балки по длине на отдельные блоки или взрывообразное разрушение влажного бетона стенки двутавровой балки и обрушение ее как несущего элемента. Балки более массивные (или более массивные участки сечений элементов) прогреваются медленнее.
Размеры сечений преднапряженных железобетонных балок меньше размеров обычных элементов равной несущей способности. Вследствие этого снижаются масса и теплоемкость преднапряженных конструкций и увеличивается скорость прогрева сечения элемента. По указанным причинам размеры поперечного сечения элементов являются фактором, существенно влияющим на поведение балок при пожаре и на их огнестойкость.
Учесть влияние формы поперечного сечения элемента балок в огне трудно. Установлено, что балки с прямоугольным и компактным тавровым сечением ведут себя при пожаре примерно одинаково. С количественной стороны более наглядно поведение балок в огне характеризует модуль обогрева сечения. В двутавровых балках отношение площади поперечного сечения к периметру его обогрева более благоприятно, чем в ребристых плитах.
Скорость нагрева стальной арматуры балок зависит также от толщины защитного слоя бетона и его теплотехнических свойств. Огнестойкость изгибаемых элементов из керамзитобетона несколько выше, чем конструкций из тяжелого бетона. Однако это превышение незначительно при толщине защитного слоя до 5 см. При защитном слое бетона 1—2 см изгибаемые элементы из легкого и тяжелого бетона ведут себя при воздействии огня одинаково.
Уменьшение внешней нагрузки на обычные железобетонные балки приводит к повышению критической температуры растянутой арматуры. Для преднапряженной балки влияние снижения интенсивности внешней нагрузки значительно меньше, чем для ненапряженного элемента. Это объясняется особенностью напряженного состояния арматуры до нагрева. Напряжения в арматуре преднапряженно-го элемента не пропорциональны внешнему моменту. Вследствие этого уменьшение внешней нагрузки на преднапряженный элемент оказывает меньшее влияние, чем на поведение ненапряженной балки при пожаре.
Исследованиями натурных пожаров установлено существенное влияние закрепления концов железобетонных балок на величину их огнестойкости7.
Анализ опытов показывает, что при свободных шарнирных опорах и при абсолютно жестком закреплении концов балок железобетонные элементы имеют минимальную огнестойкость.
В неразрезных железобетонных конструкциях во время пожара происходит перераспределение усилий вследствие изменения их напряженного состояния. Характерно поведение двухпролетной неразрезной балки, жестко опертой по середине, с шарнирными опорами
7 Однако до настоящего времени отсутствуют достаточно полные сведения о влиянии способа закрепления концов изгибаемых элементов на их поведение при огневом воздействии и после него.
4!
по краям. В результате неравномерного прогрева но сечению балки появляется температурная кривизна. При этом свободно опертые концы балки выгибаются, разгружая крайние опоры. Средняя опора от этого дополнительно нагружается. Такая работа балки при нагреве приводит к перераспределению моментов. Отрицательный момент на средней опоре увеличивается, в то же время положительный момент в пролетах уменьшается. Из-за снижения пролетного момента растянутая арматура снизу балки выдерживает более высокую температуру перед разрушением элемента. Рабочая арматура над средней опорой прогревается медленнее, чем в пролетах, из-за большего расстояния обогреваемой грани сечения до центра тяжести стальных стержней.
Ио этим причинам время сопротивления огню неразрезных железобетонных конструкций до обрушения значительно больше, чем свободно опертого элемента. При этом полагают, что сравниваемые элементы изготовлены из аналогичных материалов, имеют равную величину защитного слоя бетона и загружены одинаковой нагрузкой.
Температурный момент, возникающий за счет перепада температур по высоте сечения при нагреве защемленной конструкции снизу, уменьшает положительный момент в пролете и соответственно увеличивает отрицательные моменты в опорных сечениях элемента (рис. 19). У защемленной балки через 15—20 мин после начала пожара возрастающий отрицательный момент (с учетом температурного) приводит к образованию пластических шарниров на опорах. В опорных сечениях появляются трещины вследствие текучести арматурной стали. В растянутом бетоне опорных сечений образование и раскрытие трещин происходит последовательно сначала по концам текучести арматуры, а затем в середине его длины. В результате
Рис. 19. Изменение усилий в статически неопределимой (защемленной на опорах) железобетонной балке а __ схема защемленной балки и нагрузки во время огневого воздействия; б — эпюры моментов;/ — эпюра момента от внешней нагрузки; 2— то же, через 5—15 мин после начала огневого воздействия; 3 — то же, через 20—30 мин и более
42
прогрева бетона до высоких температур его пластичность в сжатой зоне у опор возрастает. Полностью железобетонная балка разрушается в момент образования третьего пластического шарнира в середине пролета. В этом месте предел текучести арматуры под влиянием нагрева снижается до действующих напряжений. Из-за перераспределения усилий и температурного распора по концам балки в рабочей арматуре в середине пролета напряжения существенно уменьшаются. Это приводит к повышению критической температуры арматуры до 600—800*С. Такой характер разрушения защемленной балки увеличивает в 2—2,5 раза длительность ее сопротивления при пожаре.
На длительность сопротивления огневому воздействию железобетонных балок влияет возраст бетона. Увеличение возраста с 75 до 400 сут повышает огнестойкость балок в 1,25 раза. Увеличение огнестойкости в зависимости от возраста обусловлено повышением прочности и модуля упругости бетона.
В настоящее время для сборных, тонкостенных и преднапряженных железобетонных балок применяют бетон высокого качества. При быстром подъеме высокой температуры пожара возможно интенсивное растрескивание балки на отдельные блоки или взрывообразное разрушение бетона. При быстром повреждении (отколах) защитного слоя бетона балок рабочая арматура оголяется и омывается пламенем. Следовательно, возможно обрушение железобетонных балок за время, меньшее расчетного предела огнестойкости.
На склонность бетона к растрескиванию влияют форма поперечного сечения балок и внешние нагрузки при пожаре. В основном растрескиванию бетона подвержены тонкие вертикальные стенки тавровых и двутавровых балок и нижние грани изгибаемых элементов. Одной из причин растрескивания балок является то, что в железобетонных конструкциях вследствие ограничения удлинения при нагреве возникают значительные сжимающие напряжения. Усилия сжатия в начальный период пожара действуют в нижнем и верхнем поясах двутавровой балки. Суммарные растягивающие напряжения в средней части сечений (в стенке балки) намного превышают сопротивление бетона растяжению. Растрескивание тавровых сечений балок при пожаре происходит не всегда. Причины этого явления требуют подробного изучения.
В процессе огневого воздействия степень снижения эксплуатационных качеств статически определимых балок характеризуется скоростью нарастания прогибов и поверхностными разрушениями бетона. Нарастание прогибов балок по мере прогрева их сечения неуклонно увеличивается. К началу образования пластического шарнира прогиб балок составляет 1/40—1/65 пролета. Предельное состояние по признаку потери несущей способности балок наступает вследствие возрастания скорости прогиба до 15—20 см/мин. Прогиб балок пролетом L с высотой сечения h перед разрушением равен: f=l,3 L/h. Балки пролетом L = 600 см при пожаре имеют прогибы 35—40 см, т. е. в 20 раз больше, чем от рабочей нагрузки.
Во время пожара в складе сырья и готовой продукции главного корпуса за пода пластмасс обрушилось 16 стропильных железобетонных преднапряженных балок типа БПС-18-3. Обрушения произошли в осях Р—С (см. рис. 11) и в рядах 29—34, в осях П—Р и в рядах 30—34. в осях Н^-П и в рядах 31—35 (левая сторона от температурного шва). Подстропильных балок типа ББС-5п обрушилось только четыре: по оси П в рядах 31—33, 33—35 и по оси Р в рядах 29—31. 31—33.
Поведение железобетонных стропильных и подстропильных балок при натурном пожаре в складе сырья в основном было обусловлено факторами, за
43
висящими от схемы обогрева и массивности сечений, возраста бетона и марки рабочей арматуры, толщины защитного слоя и скорости его прогрева, ограничения деформаций от температурного расширения линейных элементов и растрескивания бетона на отдельные блоки по длине балок.
В двутавровых балках покрытия отношение площади поперечного сечения Fc к периметру его обогрева Lo (модуль обогрева сечения m^ = Fc /Lo) более благоприятно, чем в ребристых плитах (табл. 9).
Таблица 9. Модуль обогрева сечения конструкций
Наименование и тип железобетонного элемента покрытия	Площадь сечения элемента Fc. см*	Периметр обогрева Lo. см	Модуль обогрева сече-0 ния m3 . см
Крупнопанельные плиты типа ПНС и ПКЖ	524/524	190	2,75/2,75
Стропильные балки БПС-18-3	2300/4400	360	6,35/12
Подстропильные балки ББС-5п	3370/6000	390	8,7/16
Примечание. Над чертой указаны значения для сечений в пролете, под чертой — для сечений на опоре элемента.
Однако при развитии пожара выделяющееся тепло концентрировалось у низа плит покрытия. При высоте балок 1,5 м нагрев уширения балок (участка с расположением рабочей арматуры) проходил медленнее из-за значительного перепада температур пожара по высоте помещения. В лучшем положении оказались подстропильные балки как более массивные элементы покрытия с развитым поперечным сечением и расположенные ниже на 2,4 м по высоте здания
Сопоставление характера поведения однотипных железобетонных конструкций различной массивности в условиях пожара позволяет выделить три группы сечений элементов: группа А — массивные при модуле обогрева сечения	группа Б —средней массивности при 5<mJ<10; группа В —
яемассивные при т® <5 см. Зависимости модуля обогрева сечения элементов от геометрических размеров и величины площади сечения элемента приведены на рис. 20.
Рис. 20. Величина модуля обогрева сечения m°3=FJLo ПР“ отношении высоты к ширине сечения элемента nb=hlb /—9 —модуль обогрева для элемента с площадью сечения соответственно 400, 625, 900, 1225, 1600, 2025, 2500, 3025 и 3600 см2
Сравнение модулей обогрева сечения элементов покрытия склада готовой продукции с граничными величинами показывает, что крупнопанельные плиты относятся к группе немассивных элементов, стропильные и подстропильные балки в пролете —к группе средней массивности. Только опорные сечения балок покрытия относятся к группе массивных элементов.
Поведение балок при пожаре отличалось от поведения плит покрытия медленным прогревом арматуры вследствие более толстого защитного слоя
44
бетона (50 мм) и расположения рабочих стержней в несколько рядов по высоте сечения. Огнестойкость балок хотя и возрастает при увеличении толщины защитного слоя бетона, однако не пропорционально исследуемой величине.
Факторы, повысившие фактическую огнестойкость балок покрытия по сравнению с расчетной, приведены ниже. Повышение огнестойкости указано в %.
Повышение прочностных и деформативчых характеристик бетона М400 за время эксплуатации здания (12 лет)	3—5
Воздействие менее высоких температур вследствие расположения балок на 1,8— 2,4 м ниже плит покрытия	5—10
Ограничение продольного удлинен балок при пожаре	50—75
Сечение ребра балок обогревалось с двух сторон, верхняя полка и уширение балок обогревались с трех сторон. В лучшем положении находились стропильные балки, расположенные по рядам 25 и 35, и подстропильные балки по оси Н. Обогрев этих балок был односторонним из-за примыкания к ним снизу противопожарных стен склада (см. рис. 11).
Время прогрева арматурных сталей до температуры 500°С (при величине осевого расстояния а=20—70 мм) при огневом воздействии стандартного пожара на плиты и балки приведено в табл. 10.
Таблица 10. Сравнительные данные скорости прогрева сечений элементов
Железобетонные элементы покрытия	Время прогрева, мин, арматуры до 500°С при величине осевого расстояния, мм					
	20	30	40	50	60	70
Крупнопанельные плиты	50	85	125	165	210	270
Стропильные балки	30	55	80	ПО	140	180
Сопоставление данных табл. 10 показывает, что интенсивность прогрева балок в среднем на 65% выше, чем плит.
Особенным в поведении железобетонных стропильных балок пролетом 18 м при пожаре являлось возникновение значительных горизонтальных температурных перемещений, что привело к сдвигу верха колонн основного каркаса здания по оси С и выпучиванию (горизонтальному выгибу) балок, расположенных в осях Н—П между рядами 28—34.
Железобетонные ригели перекрытия этажерки склада имели значительные продольные температурные деформации. Это при пожаре приводило к разрушению сечений и выпучиванию колонн на отметке +4,8 м, расположенных по осям Н и С в рядах 28—34. Нижний ряд арматуры стержней в сечениях ригелей у опор имел аналогичное выпучивание, как и у плит перекрытия.
Поведение железобетонных колонн. Изучение огнестойкости железобетонных колонн представляет особый интерес вследствие их большой конструктивной ответственности по сравнению с другими частями зданий. В настоящее время проводятся исследования работы сжатых элементов в условиях опытных и натурных пожаров.
Поведение сжатых железобетонных колонн при кратковременном действии высоких температур в условиях пожара зависит от схемы обогрева и размеров поперечного сечения, вида заполнителя и прочности бетона, величины и эксцентриситета приложения внешней нагрузки, коэффициента армирования и эффективной работы защитного слоя бетона.
В процессе нагрева по сечению колонн наблюдается перепад температур порядка 800—1000°С. Фактическая прочность бетона по
45
сечению колонн изменяется от первоначальной величины ненагретого бетона при 20°С до пуля при 700°С и выше. Неравномерность прогрева вызывает перераспределение напряжений по сечению колонны.
Температурные напряжения возрастают при увеличении температурного перепада между средней частью сечения колонны и поверхностью ее обогрева. Это происходит в начальной стадии пожара (спустя 20—30 мин после момента загорания). В начальный период огневых испытаний наблюдается удлинение колонн. Трещины на гранях колонн появляются спустя 5—10 мин после начала обогрева. Спустя 15—20 мин происходит отпадание небольших кусков бетона защитного слоя и дальнейшее образование и раскрытие поверхностных температурно-усадочных трещин. Устойчивость колонны в начальной стадии пожара не снижается в связи с тем, что сечение колонны сохранено и в средней части несколько разгружено.
Дальнейшее развитие пожара приводит к прогреву защитного слоя бетона до 600—800°С. При этой температуре снижаются прочностные и деформативные свойства бетона и арматуры. Температурные напряжения в сечения колонны уменьшаются. Наиболее прогретые части сечения бетона и рабочая арматура у поверхности колонн разгружаются за счет развития температурной ползучести, усадки, снижения прочности и деформативности. Это вызывает увеличение напряжений в центре сечения колонны, так как слабо нагретые слои бетона сохраняют прочность и упругость.
После 1—1,5 ч огневого воздействия колонны начинают укорачиваться. Спустя 2—3 ч высота нагретых колонн примерно равна высоте стоек в’ нагруженном состоянии до начала нагрева. На стадии развитого пожара наружные слои бетона и рабочая арматура нагреваются до температуры выше 600°С, теряют прочность и практически в дальнейшей работе элемента участия не принимают. Железобетонная колонна ведет себя аналогично бетонной. При этом продолжается более интенсивное растрескивание и отпадение защитного слоя бетона. В колоннах с гибкой арматурой и хомутами этот процесс проявляется па углах, менее сильно он развивается у средних стержней арматуры. В колоннах с косвенной арматурой в виде спиралей и колец защитный слой отпадает по всему периметру элемента на всю толщину. Местами обнажаются рабочая арматура и хомуты. Обнаженные стержни нагреваются до красного каления и выгибаются (выпучиваются) наружу. Вследствие потери нагретой арматурой 90—95%' прочности и прогрессирующего уменьшения поперечного сечения напряжения в ядре колонны от внешней нагрузки увеличиваются. Колонны укорачиваются с возрастающей скоростью до момента их обрушения.
Изменение защитного слоя бетона в пределах от 0 до 3,3 см не влияет на предел огнестойкости колонн. Увеличение защитного слоя бетона до 5 см повышает огнестойкость только па 4%. Считают, что время сопротивления железобетонных колонн огневому воздействию не зависит от величины защитного слоя бетона до рабочей арматуры (см. прил. 2, п. 19 СНиП П-А.5-70*).
На практике существенное влияние на работу железобетонных колонн оказывает надежность защитного слоя в условиях пожара.
Опасность отпадания защитного слоя создается в начальный период пожара, когда на поверхности сечений возникают значительные сжимающие напряжения. Если в этот период защитный слой бетона отваливается, значит даже в массивных колоннах фактическая огнестойкость намного ниже проектной. Следователь-46
по, чтобы обеспечить требуемую огнестойкость, нужно добиться совместной работы ядра сечения колонны и защитного слоя бетона при нагреве. Наиболее надежный способ создания таких условий — установка проволочной сетки между рабочей арматурой и поверхностью колонн (в защитном слое бетона). Подобный эффект достигается и установкой косвенного армирования в виде сеток по сечению колонны.
Исследованиями железобетонных конструкций при натурных пожарах установлено, что защитный слой бетона отпадает не во сох случаях. Наиболее часто это явление наблюдается в сжатых элементах, изготовленных из тяжелого бетона на граните и кварцитовых заполнителях. Склонность к отпаданию защитного слоя бетона уменьшается при использовании в качестве заполнителей известняка, доменного шлака, керамзита.
Данные о влиянии -на огнестойкость степени закрепления концов колонны и ее гибкости отсутствуют. Однако известно, что эти параметры существенно влияют на поведение сжатых стоек в условиях пожара. В жестко заделанной колонне возникают дополнительные температурные напряжения из-за отсутствия свободы перемещения.
Сопротивление сжатых железобетонных элементов огневому воздействию значительно повышается с увеличением размеров поперечного сечения и модуля его обогрева (см. рис. 20). Это объясняется повышением величины критической температуры бетона.
Разрушение колонн характеризуется отпаданием защитного слоя, выпучиванием рабочей арматуры и раздроблением бетона в ядре сечения. Центрально-нагруженные элементы постоянного сечения разрушаются под действием огня в верхней четверти высоты колонн. В колоннах с переменным сечением по высоте пожаром сильнее повреждаются надкрановые части. Для крайнего ряда стоек здания разрушение колонн происходит на уровне соединения подкрановой и надкрановой части колонн. Надкрановые части колонн отклоняются от вертикали до 10 см и более, что является результатом значительных температурных перемещений опирающихся на них других конструкций.
Двухветвевые колонны переходят в предельную стадию от разрушения одной из ветвей. Колонны двутаврового сечения утрачивают несущую способность вследствие потери устойчивости в сторону меньшего момента инерции сечения.
Характер разрушения железобетонных колонн с продольной гибкой и косвенной арматурой несколько отличается от характера разрушения элементов только с продольным армированием. Наступление предельного состояния колонн с косвенной арматурой характеризуется не выпучиванием продольной рабочей арматуры, а пластическим течением образцов. Скорость прогрева бетона по сечению колонн размером 30X30 см с косвенным армированием в течение 2,5 ч такая же, как и у элементов с гибкой арматурой. Однако в дальнейшем она вырастает и к моменту разрушения колонн с косвенным армированием ядро сечения прогревается до 450—550°С (у элементов с гибкой арматурой до 150°С). При длине 350 см продольные деформации укорочения у колонн с косвенным армированием составляют 3—4 см, у колонн с продольной арматурой и хомутами—0,6 см. Наличие арматурных сеток (размер ячейки 70X70 мм, dc = 6 мм, шаг 80 мм, <цк= 1,21 %) увеличивает сопротивляемость бетона сжатию. Критическая температура бетона на границе ядра сечения возрастает в 1,25—1,3 раза. В связи с таким характером ра
47
боты огнестойкость косвенно армированных элементов в 1,5—2 раза выше, чем колонн с гибкой арматурой. Косвенное армирование теряет эффективность в гибких колоннах (1д>12) и при больших эксцентриситетах (первый случай сжатия).
Огнестойкость пустотелых колонн зависит от отношения площади пустоты к площади всего сечения. Предел огнестойкости пустотелых колонн при равных внешних размерах сечения снижается пропорционально уменьшению массивности элемента.
Центрально-нагруженные колонны, обогреваемые с двух-трех сторон, работают как внецентренно-сжатые с величиной эксцентриситета больше случайного. Поведение внецентренно-сжатых колонн зависит от случая сжатия и схемы обогрева сечения. Так, поведение колонн, работающих по первому случаю сжатия, подобно работе изгибаемых элементов. Предел огнестойкости таких колонн характеризуется временем нагрева растянутой арматуры до критической температуры. Время прогрева определяется толщиной защитного слоя бетона и его теплотехническими свойствами.
Поведение колонн, работающих по второму случаю сжатия, аналогично поведению центрально-нагруженных элементов. Ядро сечения колонны в результате прогрева до критической температуры постепенно уменьшается. При достижении площадью работоспособного сечения критической величины происходит хрупкое разрушение колонны.
Особенным в поведении железобетонных колонн по сравнению с рассмотренными выше изгибаемыми элементами покрытия склада сырья являлось то, что рабочая арматура испытывала сжимающие напряжения. Снижение предела прочности (текучести) арматурной стали под воздействием высоких температур повышало опасность потери устойчивости колонн от продольного изгиба.
Во время пожара обрушились две колонны типа К-2 основного каркаса здания (по осям П—33 и Р—31). Элементы покрытия склада поддерживали 18 колонн типа К-2 и 10 колонн типа К-1 (наружный ряд по оси С).
Продолжительность сопротивления колонн огневому воздействию до их обрушения в основном зависела от размеров поперечного сечения, толщины защитного слоя бетона, процента армирования, характера изменения прочностных свойств рабочей арматуры, величины внешней нагрузки, изменения гибкости стоек при прогреве сечений, условий закрепления концов и связи стоек с другими ограждающими конструкциями здания.
Для исследуемых стоек характерно увеличение модуля обогрева сечения т® до 3,5 раза для участков колонн, обложенных с торцовых граней кирпичом, по сравнению с двухветвевыми частями, обогреваемыми с четырех сторон. Величины колонн К-2, находившихся во время пожара в разных условиях обогрева, приведены в табл. 11.
Таблица 11. Модуль обогрева сечения железобетонных колонн
Расположение колонн основного каркаса и схема их обогрева	Площадь сечения Fc, см2	Периметр обогрева Lq, см	Модуль обогрева сечения т®, см
Внутренние колонны, обогревае-	2400	220	11
мые с четырех сторон	4200	260	16
Колонны по периметру склада,	2400	80	28
заложенные в противопожарных стенах	4200	ПО	38
Примечание. Над чертой приведены значения для участка с двумя ветвями, под чертой — для сплошного сечения колонн.
4&
Сопоставление данных табл. 11 показывает, что модуль /и® для колонн, встроенных в противопожарные степы и с заполненным межветвевым пространством, в 2,5 раза больше модуля т® для двухветвевых колонн, обогреваемых с четырех сторон. Следовательно, разрушение средних, менее массивных сечений колонн было закономерным при пожаре.
Сравнение данных табл. И и графика (см. рис. 20) для колонн основного каркаса позволяет отнести рассматриваемые сечения элементов к группе массивных при >10 см.
Величина фактического времени сопротивления колонн огневому воздействию зависела от наиболее слабого в огнестойком статическом и теплотехническом отношении участков колонн (сечения между распорками по середине высоты ветвей колонны).
Обрушение двух колони К-2 основного каркаса в осях 31—Р и 33—П во время пожара произошло вследствие разрушения участков ветвей по середине их высоты (на отметке приблизительно +6,5 м). Эти участки колонн подвергались воздействию пламени горящих материалов. Места расположения указанных колонн в плане здания находились в очаге пожара. Обе колонны обрушились почти одновременно спустя 3 ч 30 мин с момента возникновения пожара.
Потеря несущей способности колонн явилась причиной обрушения четырех подстропильных балок, опирающихся на них. Следовательно, сопротивление огневому воздействию подстропильных балок ББС-5П в данном случае было более длительным, чем колонн К-2 основного каркаса.
Колонны встроенной этажерки (шаг 6 м) в очаге пожара разрушались от уменьшения сечения вследствие значительного повреждения бетона на глубину 5—7 см под воздействием пламени.
3. СОВМЕСТНАЯ РАБОТА КОНСТРУКЦИЙ ЗДАНИЯ ПРИ ПОЖАРЕ
Для оценки огнестойкости и остаточной несущей способности строительных конструкций зданий необходимо знать условия работы (изменение напряжений и деформаций в сечениях элементов) и схему их разрушения под действием огня и нагрузок.
В результате проведения испытаний на огнестойкость схемы разрушения отдельных элементов конструкций достаточно изучены. Принцип раздельной оценки огнестойкости конструкций в зданиях и сооружениях использован в СНиП П-А. 5-70*. Однако отдельные конструкции в частях зданий работают совместно, чем объясняются особенности их поведения при пожаре.
Влияние отдельных элементов друг на друга происходит вследствие их различного назначения в каркасе здания. Во время пожара линейные температурные деформации и прогибы элементов оказывают существенное влияние на совместную работу конструкций, связанных между собой.
Так, обрушение нескольких (двух) несущих колонн основного каркаса привело к катастрофическому разрушению элементов покрытия склада сырья завода пластмасс (табл. 12).
Таблица 12. Сравнительные данные по обрушению конструкций
Железобетонные элементы основного каркаса	Общее число конструкций	Обрушилось при пожаре	
		шт.	%
Двухветвевые колонны К-1, К-2 Подстропильные балки ББС-5П	28	2	7.2
	15	4	26,6
Стропильные балки БПС-18-3	30	16	53,5
Крупнопанельные плиты покрытия типа ПНС и ПКЖ (1,5X6 м)	360	290	80,8
49
Пожар на складе показал, что в несущем железобетонном каркасе наименьшую огнестойкость имеют точки опор железобетонных несущих элементов покрытия на двухветвевые колонны в осях П—33 и Р~31 (см. рис. 15).
Время сопротивления железобетонных плит покрытия и стропильных балок огневому воздействию оказалось меньше, чем подстропильных балок и двухветвевых колонн. Обрушение плит покрытия и стропильных балок над очагом пожара привело к изменению вида и направления нагрузок. От обрушения конструкций покрытия колонны испытывали динамические нагрузки. Температурные горизонтальные усилия в колоннах в осях П—33 и Р—31 от элементов покрытия и нс обрушившихся еще смежных конструкций значительно возросли (указанные колонны были расположены наиболее близко к месту обрушения конструкций покрытия). Остальные (средние) колонны при обрушении элементов покрытия воспринимали значительно меньшие усилия.
Крайние колонны несущего каркаса по осн С воспринимали горизонтальные усилия от элементов покрытия при огневом воздействии на них до обрушения. Вследствие этого верхние части колони отклонились на 200—300 мм наружу здания.
Возникновение наибольших температурных усилий при пожаре в крайних колоннах каркаса здания объясняется по аналогии с известным случаем работы болтов (стержней), соединяющих две пластинки. При нагреве одной из пластинок температурные усилия воспринимают в основном крайние болты. При этом средние стержни легко вынимаются из отверстий, если крайние болты не деформируются от действия температурных усилий.
Под воздействием высоких температур в колоннах, находящихся в очаге пожара, происходило отслаивание бетона. Арматурные стержни в ветвях колонн второго этажа были расположены только в углах сечений, поэтому быстро нагревались от двухмерного потока тепла и снижали прочность на 90—95% по сравнению с первоначальной (через 2 ч после начала пожара температура арматуры достигала 800°С, при этом m =0,05). В момент обрушения конструкций покрытия ветви колонн работали как бетонные, прогретые неравномерно по сечению под воздействием высоких температур. Это и вызвало срез наиболее слабых участков колонн и обрушение четырех подстропильных балок. Характерно, что подстропильные железобетонные балки ББС-5п, опирающиеся на необрушенные колонны,‘выполняли несущие функции до окончания пожара.
Отклонения от вертикали верха крайних колонн по оси С в рядах 26—34 явились причиной обрушения стропильных балок в пролете Р—С. Это подтверждается характером их обрушения. При этом концы балок по оси Р обрушились при пожаре вниз, а торцы балок, опирающиеся на наружные колонны, остались наверху стоек.
Усилия от ригелей и плит перекрытия первого этажа при пожаре передавались на колонны по оси Н, заделанные в брандмауэр, на отметке +4 м. Вследствие этого колонны по оси Н в рядах 29, 31, 33 и 35 во время пожара выпучились в сторону оси М и имели сквозные трещины на отметке +4 м. Наибольшие температурные деформации ригелей перекрытия были в очаге пожара. Поэтому выпучивание колонн в рядах 33 и 35 было больше, чем в смежных по оси И (см. рис. 12 и 15).
Деформации крупноразмерных панелей перекрытия этажерки вдоль продольных ребер, находящихся в зоне горения, привели к излому ребер и выпучиванию плит панелей перекрытия, находящихся вне зоны огневого воздействия в осях 24—25. При этом некоторые необогреваемые панели, расположенные продольными ребрами под углом 901 к нагретым, были сдвинуты с места их установки при монтаже.
Совместная работа при пожаре элементов покрытия привела к увеличению времени огневого сопротивления плит типа ПНС и ПКЖ и стропильных балок по сравнению с расчетным и нормативным. Температурные распорные усилия увеличили огнестойкость подстропильных балок ББС-5п, имеющих большую жесткость в продольном направлении по сравнению со стропильными балками БПС-18-4.
При пожаре стропильные балки по ряду 35 значительно прогнулись. Нагрузка от покрытия передавалась частично на колонны и в основном па противопожарную стену.
50
Глава IV. НЕСУЩАЯ СПОСОБНОСТЬ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ, ПОВРЕЖДЕННЫХ ОГНЕМ
1. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ, ПОВРЕЖДЕННЫХ ПРИ ПОЖАРЕ
Степень повреждения конструкций огнем. В зависимости от интенсивности огневого воздействия при натурном пожаре строительные конструкции получают различные повреждения. По зонам огневого воздействия различают участки обрушения и аварийного состояния конструкций, а также участки сильных, средних и слабых повреждений железобетонных элементов. На участках обрушения конструкции, как правило, не пригодны к восстановлению. Вследствие этого расчет их остаточной несущей способности не имеет смысла. Признаками аварийного состояния конструкций (см. гл. V) являются значительные повреждения бетона сжатой зоны или растянутой арматуры, а также чрезмерные прогибы, явно угрожающие их прочности и устойчивости. Железобетонные конструкции с сильными и средними повреждениями требуют капитального восстановления или усиления, а со слабыми — ремонта после огневого воздействия. Натурные освидетельствования железобетонных конструкций показывают, что средние и слабые повреждения характеризуют состояние элементов после огневого воздействия без наличия чрезмерных прогибов и трещин. Более тяжелая степень повреждения конструкций приводит к значительному снижению жесткости железобетонных элементов вследствие изменения деформативных свойств бетона и образования температурно-усадочных трещин в нем ’[14]-.
Показатели пожаростойкости конструкции. Классификация предельных состояний по пригодности к нормальной эксплуатации после пожара приведена на рис. 5. Показатели пожаростойкости II группы, характеризующие потерю эксплуатационных качеств конструкций, применяют для капитальных (уникальных) зданий.
При воздействии высоких температур происходит необратимое снижение прочности, жесткости, трещиностойкости и развиваются необратимые деформации (прогибы) железобетонных конструкций. В результате этого элемент конструкции выходит из строя до того, как наступит полное его разрушение.
Особое значение необратимое снижение прочности имеет для тонкостенных железобетонных и преднапряженных конструкций, армированных холоднотянутой высокопрочной проволокой. Так, для преднапряженных конструкций зданий важно сохранить предварительное напряжение в арматуре при огневом воздействии и после него. Снижение эксплуатационных качеств преднапряженных конструкций, изготовленных с применением высокопрочной проволоки, происходит при температурах нагрева ниже, чем у аналогичных элементов, армированных другими сталями. По показателям пригодности к нормальной эксплуатации после пожара применение в железобетонных конструкциях горячекатаных сталей наиболее предпочтительно.
Не меньшее влияние, чем изменение прочности арматурных сталей, оказывает на состояние железобетонных конструкций после огневого воздействия развитие деформаций ползучести арматуры при
51
нагреве. В преднапряженных конструкциях температурная ползучесть вызывает потери предварительного напряжения, что способствует образованию необратимого прогиба и снижению жесткости. Для ненапряженных конструкций температурная ползучесть арматурных сталей приводит также к необратимым прогибам и к искривлениям элементов после огневого воздействия.
Состояние некоторых железобетонных конструкций, причиной потери несущей способности которых является разрушение бетона в наиболее напряженной зоне, после огневого воздействия определяется изменениями прочностных и деформативных свойств бетона в охлажденном состоянии.
Железобетонные конструкции под воздействием огня снижают несущую способность (за счет уменьшения предела прочности бетона), жесткость и трещиностойкость (в результате необратимой деформации от температурной ползучести и релаксации нагруженного бетона, уменьшения модуля упругости и образования температурно-усадочных трещин). Следовательно, современные железобетонные конструкции из-за большого разнообразия применяемых материалов и конструктивных решений неодинаково сопротивляются огневому воздействию. В связи с этим важна оценка конструкций по признакам пригодности железобетонных элементов к нормальной эксплуатации .после пожара. Необходимость оценки несущих конструкций па показателям II группы пожаростойкости подтверждается огневыми испытаниями и примерами из практики натурного освидетельствования строительных конструкций, поврежденных пожаром.
Работа железобетона, подверженного огневому воздействию. Бетон при нагреве изменяется в объеме и дает огневую усадку. Наибольшие значения огневой усадки наблюдаются при температурах порядка 800—4200°С. При нагреве проявляются два вида температурных деформаций бетона: температурное расширение (обратимая деформация) и усадка (необратимая деформация). После нагрева и последующего охлаждения оба вида дают суммарную деформацию, которая меньше температурного расширения на величину усадки бетона Г12, 16].
Рис. 21. Схема температурных деформаций железобетона
1 — температурное расширение арматуры, свободной от бетона; 2 — то же. бетона при нагреве; 3 — то же. железобетона;
4 — температурная усадка железобетона;
5 — суммарная температурная деформация железобетона при нагреве; 6 — деформация железобетона после нагрева и последующего охлаждения
Наличие арматуры существенно влияет на температурные деформации железобетона (рис. 21).
При охлаждении железобетонный элемент вначале укорачивается как бетонный. При температуре 400°С и ниже ползучести в арматуре не наблюдается, в связи с этим интенсивность укорочения элемента увеличивается.
52
Поведение железобетона при нагреве и последующем охлаждении показывает, что температурные деформации элемента не равны температурным деформациям бетона и арматуры. Свободные температурные деформации элемента являются функциями деформаций составляющих железобетон материалов и зависят от степени нагрева, коэффициента армирования, вида арматуры и бетона.
При , неравномерном нагреве и криволинейном распределении температуры по высоте сечения железобетонного элемента до образования трещин возникает напряженное состояние с самоуравновешен-ными эпюрами напряжений. На гранях сечения элемента происходит сжатие, в средней части высоты сечения — растяжение. От разности температурного расширения бетона и арматуры в элементе дополнительно создается напряженное состояние.
С возрастанием температурного перепада и нелинейности распределения температур деформации сжатия продольной арматуры увеличиваются. Растягивающие деформации бетона в средней части элемента возрастают до тех пор, пока напряжения в сечении не достигнут предела прочности бетона на растяжение.
При интенсивном огневом воздействии на железобетонный элемент появляются вертикальные трещины в средней части сечения. При этом деформации сжатия в продольной арматуре снижаются. После нагрева и последующего охлаждения железобетонные элементы имеют остаточное укорочение и искривление.
Для определения расчетом свободного относительного температурного удлинения железобетонного элемента и его кривизны до появления трещин сечение по высоте разбивают не менее чем на четыре части /и—или Xi—х4 (рис. 22).
При неравномерном нагреве по высоте сечения бетонного и железобетонного элемента температурные деформации после его охлаждения равны:
«0, = — [Оу /в (Л — *Ц.Т) + Оу 1и *ц.т1 /fl.	(31)
Остаточная температурная кривизна при остывании бетонного или железобетонного элемента после пожара составит:
1 /ро, = («у 4 — ау /В)/Л.	(32)
Рис. 22. К расчету температурных деформаций и кривизны железобетонного элемента без трещин а — схема распределения температуры по высоте сечения; б — то же, температурных деформаций расширения; в — то же, деформаций укорочения после нагрева и последующего охлаждения; Fa/ — площади арматуры
53
В приведенных формулах значения температурной усадки бетона ау принимают в зависимости от температуры нагрева (см. гл. II).
Для железобетонных элементов с трещинами при определении остаточного укорочения и кривизны в расчете используют средние значения усадки железобетона. Температурные деформации железобетонных элементов статически неопределимых систем определяют по формулам строительной механики.
Температурные усилия. В элементах железобетонных конструкций воздействие температур приводит к возникновению температурных усилий. Эти усилия вычисляют по формулам строительной механики с принятием действительной жесткости сечений.
Методика расчета элементов железобетонных конструкций с заданным сечением и армированием на воздействие температуры заключается в следующем. При заданной температуре внутренней среды пожара теплотехническим расчетом определяют распределение температуры по сечению элемента. Находят величины температур на обогреваемой и необогреваемой поверхности элемента и степень нагрева продольной арматуры Затем определяют температурную кривизну и средние температурные удлинения элемента.
Для конструкций, сопротивляющихся огневому воздействию в начале пожара (без трещин), жесткость принимают как для сплошного упругого тела. В стадии развившегося пожара для железобетонных элементов вычисляют минимальную жесткость с учетом наличия трещин в растянутой зоне бетона и развития неупругих деформаций в сжатой зоне бетона.
В процессе проектирования при расчете на огнестойкость величина температурных усилий должна удовлетворять условиям прочности железобетонных элементов конструкций, к которым предъявляют требования о возможности повторной эксплуатации после пожара.
После огневого воздействия и последующего охлаждения происходит укорочение железобетонных конструкций. Температурные усилия при этом определяют с учетом укорочения элемента и образования кривизны при остывании конструкции.
Расчет температур по сечению элементов. До начала пожара температуру по сечению конструкции принимают равномерно распределенной и равной температуре внутри здания. При пожаре температуры внутренней среды и на поверхности конструкций задают в виде функции времени [см. формулы (6) — (10)]-.
Расчет температур по сечению конструкции от огневого воздействия производят на основе дифференциального уравнения теплопроводности Фурье, которое характеризует температуру внутри элемента в любой (заданный) момент времени. Для решения уравнения Фурье нужно знать распределение температуры по сечению в начальный момент времени (начальное условие), геометрическую форму сечений и закономерности теплообмена между окружающей средой и поверхностями 'конструкций (граничные условия: температура окружающей среды пожара и коэффициент теплообмена).
С повышением температуры нагрева изменяются коэффициенты теплопроводности и удельной теплоемкости бетонов (см. табл. 4). При действии на бетон высоких температур свободная вода, находящаяся в порах, испаряется, замедляя темп прогрева бетона в принципе так же. как это происходит в результате уменьшения коэффициента температуропроводности. А. И. Яковлевым [5] введен в расчет приведенный коэффициент температуропроводности дпр, с помощью которого по формуле (17) учитывают изменение теплотехьи-
.54
’icckiix свойств бетона и влияние испарения воды на скорость (егс прогрева.
Для определения температуры растянутой арматуры плит, панелей и настилов перекрытий во времени т при одностороннем обогреве используют формулу (33):
1250—(1250—/н) erf Л;	(33)
А --	тб4 И°пр + тб6 d + 6	(34)
	2 К тс вПр	
'«б.	= 0,5 4- 0,04 yc 0,01 у*;	(35)
тб.	= 1,1—0,3 ус 4-0,03 у*.	(36)
В формулах (33)—(36) d — диаметр рабочей арматуры; б —толщина защитного слоя (6<0,7h); и — коэффициенты, учитывающие влияние на скорость прогрева бетона плотности п пористости его; ус—плотность сухого бетона, т/м3.
Распределение температур по сечению стенок, обогреваемых с двух противоположных сторон (симметричная задача), определяют по формуле
tx x = 1250 - (1250 — /н) 0х;	(37)
Ox = erf £х/2 ГРоЛ;	(38)
, = 1 —-------—п--z— ;
0,5 bx 4- m6t Г°пр
Fo --------тса"Р
(0,5^ + ^/апрР
(39)
(40)
В формулах (37)—(40) 0* — относительная избыточная температура; Fo* — критерий Фурье; Ь*—толщина (ширина) неограниченной пластины, м; Ь^ — расстояние от центра тяжести симметричного сечения до исследуемой точки, м; erf Л — значения Гауссового интеграла ошибок (табл. XIII прил. 2).
Цвухмерные температурные поля определяют для колонн, балок, ферм и других элементов стержневых конструкций, обогрев которых происходит с двух и более сторон сечения. Для круглых и прямоугольных сечений элементов температуры двухмерного поля определяют по формуле
‘хух — ^	tz — t„
(41)
где /* х и ty ^—температуры одномерных полей [см. формулу (33)1.
Расчет толщины сжатого бетона, прогретого до критической температуры /Кр в плоской конструкции, производят по формуле
Фх — (2 А у тс — ^б4) I апр,
(42)
где Л — аргумент функции erf Л = (1250— Гкр)/(1250—/н).
5(5
При обогреве прямоугольного сечения со всех сторон размеры сечения без учета толщины слоев, прогретых до tKP, соответственно равны:
bt = (0,5 ы- ГЪр) (1 - £*);	(43а)
й/ = (0,5Л + т£ У^р) (1-^).	(436)
Значения коэффициентов и находят по формуле (39) в зависимости от относительной избыточной температуры критерия Фурье [формулы (38) и (40)].
Размеры ядра прямоугольных сечений, обогреваемых с двух противоположных сторон, вычисляют по формуле
Ья = 2 (0,5 Ь + т°б1 /5“ ) (1 - ад).	(43в)
При относительной избыточной температуре ядра сечения
__ 1250- /с	(/с-<кр) (/с~<н)	ш
я* 1250	(<с~/ц) (1250-М	'
коэффициент £я определяют из уравнения
erf £Ях/2/ЁБ; = 0Ях.	(386)
В настоящее время во ВНИИПО на основе решения задач огнестойкости железобетонных конструкций с помощью ЭВМ разработаны номограммы прогрева некоторых элементов из тяжелого бетона. Использование номограмм ускоряет расчет температур по сечению железобетонных плит, колонн и балок.
Для расчета температур по сечению железобетонных элементов после пожара заданной продолжительности и последующего охлаждения используют номограммы прогрева сечений с учетом коэффициента тепловой инерции.
Установлено, что после прекращения огневого воздействия тепловая инерция существенно влияет на прогрев более удаленных от обогреваемой поверхности слоев сечения б железобетонного элемента. С увеличением длительности огневого воздействия т неравномерность прогрева сечения элемента уменьшается. Вследствие этого влияние тепловой инерции на последующий рост температуры по толщине сечения h снижается.
На основе обработки экспериментальных данных прогрева сечений получена формула (45) для коэффициента тепловой инерции:
т§, = т/[т-(д/й)Ч^1.3.	(45)
Для элементов с прямоугольным сечением, обогреваемых с двух противоположных сторон, величина /i = /ic=0,5e.
Расчетные предельные состояния. Под предельным состоянием железобетонных конструкций, отвечающих второму условию пожаростойкости, понимается такое состояние, когда конструкция перестает удовлетворять после огневого воздействия требованиям пригодности к нормальной эксплуатации. Требования нормальной эксплуатации не выполняются, если конструкция необратимо теряет прочность, жесткость и трещиностойкость свыше допустимых величин (см-рис. 5).
Под расчетными предельными состояниями железобетонных конструкций понимают такие, при которых получаемые расчетом вели-56
чины усилий, деформаций, перемещений или ширины раскрытия трещин достигают предельных значений. Расчет железобетонных конструкций, поврежденных огнем, производят по двум группам предельных состояний.
Расчет на появление трещин аварийных и сильно поврежденных огнем железобетонных конструкций не производят, так как температурные перепады по сечению элемента значительно превышают величины, которые вызывают появление трещин. При средних и слабых повреждениях огнем на железобетонных конструкциях образуются только поверхностные температурно-усадочные, хаотично расположенные волосные трещины.
Преднапряженные конструкции, поврежденные огнем (по результатам натурного освидетельствования находящиеся без трещин), проверяют расчетом на появление трещин под эксплуатационную нагрузку [22].
Расчет остаточной несущей способности является основным, и его производят для всех несущих железобетонных конструкций на участках, восстанавливаемых после пожара.
Воздействие высокой температуры существенно влияет на жесткость и деформацию статически определимых элементов. Величины деформаций, прогиба, температурного удлинения (укорочения) элемента после пожара, для которых требуется ограничение этих величин, проверяют расчетом.
Поверочный расчет на раскрытие трещин производят для железобетонных конструкций всех степеней по тяжести повреждения огнем с целью ограничения их раскрытия при дальнейшей эксплуатации. Раскрытие трещин свыше допустимых значений увеличивает скорость коррозии арматуры и снижает долговечность эксплуатации конструкций после пожара.
Расчет железобетонных конструкций, поврежденных огнем, по предельным состояниям производят с учетом изменения статической схемы работы элемента, снижения прочностных и деформативных свойств бетона и арматуры после нагрева.
2.	ОПРЕДЕЛЕНИЕ ПРИВЕДЕННОГО СЕЧЕНИЯ НЕРАВНОМЕРНО ПРОГРЕТОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ЭЛЕМЕНТА
О способах расчета. Действующие нормы проектирования не содержат указаний по расчету несущей способности конструкций, поврежденных огневым воздействием. В технической литературе расчет остаточной прочности железобетонных конструкций, неравномерно прогретых по сечению, производят различными способами.
I.	Расчет с использованием некоторых положений СН 482-76 «Инструкция по проектированию бетонных и железобетонных конструкций, предназначенных для работы в условиях воздействия повышенных и высоких температур», разработанной НИИЖБом [9]. Расчет прочности сжатого сечения элемента, подверженного нагреву, основан на приведении к сечению элемента с однородным материалом пропорционально отношению коэффициентов, учитывающих изменение физико-механических и реологических свойств бетона и арматуры под действием температуры нагрева. Положение центра тяжести неравномерно прогретого сечения находят приведением сечения к однородному материалу (бетону) с большей прочностью. За линию раздела сечения на две части принимают изотерму 400°С.
57
Часть бетонного сечения, ограниченную изотермой 1000°С, в расчете прочности конструкции не учитывают. Значения коэффициентов, учитывающих изменение свойств бетона и арматуры, принимают в зависимости от средней температуры рассматриваемой части сечения. Сечение сжатого элемента с температурой наиболее нагретой грани до 400°С считают однородным.
Однако в СН 482-76 не включены материалы по оценке сопротивления железобетонных элементов кратковременному огневому воздействию (огнестойкости конструкций), а также оценки пригодности их после пожара.
II.	Способ расчета несущей способности железобетонной стены при неравномерном прогреве разработан в Высшей инженерной пожарно-технической школе МВД СССР. Расчет несущей способности нагреваемого железобетонного элемента этим способом представляет больший интерес. По принятой методике расчета кривая распределения температур по сечению и сложная зависимость «прочность бетона — температура нагрева» в интервале 200—1000°С аппроксимированы прямыми линиями. Несущая способность стены рассмотрена в зависимости от изменения прочностных характеристик материалов и характера температурного поля с указанными выше упрощениями, а также от величины эксцентриситета внешней нагрузки. Однако незначительная ошибка (в пределах 10%) при определении величины относительной температуры, при которой прочность бетона принимают равной нулю, приводит к существенным отклонениям расчетной величины несущей способности. Указанный способ не рассматривает особенности учета других факторов на несущую способность элементов при неравномерном прогреве, а именно: влияние температурного прогиба и продольного изгиба, вида опирания и боковых закреплений стен.
III.	Расчет огнестойкости сжатых бетонных и железобетонных элементов разработан во ВНИИПО [5]. Этот способ расчета основан на определении величины снижения несущей способности желе зобетонных конструкций при огневом воздействии по эмпирическим формулам, полученным из уравнений предельного равновесия. Статическая часть расчета огнестойкости железобетонных стен, колонн и стоек разработана на основе теории расчета внецентренно-сжатых элементов с включением в расчетные формулы коэффициентов, учитывающих влияние нагрева на прочностные и деформативные характеристики бетона и арматуры. На основе этого способа расчета разработана Инструкция по расчету фактических пределов огнестой кости железобетонных конструкций. Способ расчета включает в себя оценку огнестойкости сжатых железобетонных элементов, работающих по первому и второму случаю сжатия, при различных видах обогрева с учетом продольного изгиба в сторону обогреваемой или нсобогреваемой грани [10].
Для оценки остаточной несущей способности сжатых железобетонных элементов, поврежденных пожаром, с меньшей погрешностью лучшую сходимость с опытом можно получить, используя III способ расчета. Однако применение и этого способа невозможно без изменения основных положений расчета. Это объясняется тем, что остаточную несущую способность сжатых элементов нужно определять после огневого воздействия. Для этого в расчете температур прогрева железобетонного сечения учитывают тепловую инерцию [см. формулу (45)]. После нагрева до высоких температур и последующего охлаждения свойства железобетона получают своеобразные изменения (см. гл. II).
58-
Основным недостатком рассмотренных способов определения остаточной несущей способности железобетонных конструкций, у которых прогревается сжатая зона бетона при пожаре, является то, что ими не учитывается степень возможного использования остаточной прочности бетона по неравномерно прогретому сечению в момент разрушения элемента.
Соответствующие изменения к основным положениям III способа расчета остаточной несущей способности сжатых железобетонных элементов после огневого воздействия разработаны в Куйбышевском инженерно-строительном институте.
Рис. 23. Эпюры расчетных характеристик бетона по сечению элемента, поврежденного огнем
/ — эпюра распределения температуры и слои сечения при А<= = 100’С; 2 — то же, изменения остаточной прочности бетона по сечению; 3 — то же, модуля деформаций бетона; 4 — то же, предельной сжимаемости бетона по прогретому сечению
Степень использования прочности бетона. Поврежденный огнем железобетонный сжатый элемент представляют как многослойную монолитную конструкцию из материалов, имеющих (различные прочностные и деформативные свойства. В процессе нагрева конструкции наблюдается значительный (до 1000°С) перепад температур (линия 1 на рис. 23) между обогреваемой и необогреваемой ее поверхностями. Вследствие этого фактическая прочность бетона (линия 2) по сечению элемента изменяется от первоначальной величины необогреваемой грани до нуля на обогреваемой. Модуль деформаций бетона (линия <?) имеет более резкий и прямолинейный характер снижения. Предельная сжимаемость бетона (линия 4) с повышением температур нагрева па 100, 300 и 500°С увеличивается в 1,3; 1,9 и 2,5 раза по сравнению с предельной сжимаемостью ненагреваемого бетона.
Поперечное сечение железобетонного элемента представляют состоящим из нескольких слоев: первого (основного) слоя, менее поврежденного повышенными температурами; последующих (i-тых), слоев, прогретых с интервалом 100°С высокими температурами, и полностью поврежденного слоя бетона. Полностью поврежденный слой бетона, прогретый выше критической температуры, в работе конструкции дальнейшего участия не принимает и поэтому в расчете его не учитывают.
Вследствие различной предельной сжимаемости слоев бетона по неравномерно прогретому сечению при достижении более жестким (основным) слоем бетона предела прочности на сжатие напряжения в других слоях будут значительно меньше предельных. Следовательно, остаточные пределы прочности бетона на сжатие различных слоев в момент разрушения элемента используются неравномерно (рис. 24).
При рассмотрении работы многослойного элемента под действием равномерной сжимающей нагрузки видно, что относительные
59
укорочения волокон всех слоев равны между собой. Распределение внешнего усилия между отдельными слоями железобетонного элемента, подверженного нагреву, как между элементами в статически неопределимых системах является функцией отношения площадей этих слоев и их модулей деформации. Отношение напряжений в рассматриваемых слоях сечения зависит от отношения модулей деформации. В расчете прочности элемента переход от деформации к напряжениям учитывают зависимостью модуля деформации бетона i-ro слоя Eq от напряжений в нем о».
Рис. 24. Характер диаграмм напряжения — деформации бетонных призм после нагрева до различных температур и последующего охлаждения
Степень возможного использования предела прочности i-ro слоя бетона обладающего большей предельной сжимаемостью, можно определить по формуле
< = Н/(1-е‘).	(46)
где
ki=Jkc in И/ <
(47)
Коэффициенты Цос и Цй входящие в формулы (46) и (47), при линейной зависимости модуля деформаций от напряжений вычисляют для основного и t-го слоя по формулам:
Нос = 1/(1-Сое); Hz = 1/(1 —с/)»	(48)
где см и с — соответственно мера упругости бетона в момент разрушения основного и i-ro слоя.
По данным опытов, значение коэффициента н» для керамзитобетона с повышением температуры нагрева снижалось. Так, при 20, 200, 400 и 600°С коэффициент щ равен соответственно 3,56; 2,28; 1,98 и 1,82. При igi^lO дефомативные свойства нагруженного материала практически изменяются согласно закону Гука.
Рассмотрение зависимостей (46) и (47) показывает, что степень использования предела прочности t-го слоя бетона по неравномерно прогретому сечению сжатого элемента является функцией отношения остаточной призменной прочности и модуля упругости i-ro слоя бетона.
Коэффициент использования предела прочности i-ro слоя бетона может быть определен непосредственно из опыта; для этого необходимо иметь экспериментальные зависимости напряжения —- деформации. Зависимости о< — е, для керамзитобетона, подверженно
60
го воздействию температур в интервале 100—600*С, построены на основании обработки экспериментальных данных автора.
Методика определения коэффициента т%9 показана на графике ряс. 25. На диаграмме сжатия по оси абсцисс откладывают величину предельной деформации сжатию основного слоя и проводят линию АВ, параллельную оси ординат. Относительные значения по оси ординат, (полученные пересечением линии АВ с экспериментальными кривыми о,—8й принимают за величину тОб2.
Рис. 25. Диаграмма напряжения — деформации к определению коэффициента использования предела прочности слоев керамзитобетона по сечению, прогретому в интервале температур 20-600°С
Критическая температура бетона. Опыты показывают, что некоторые железобетонные элементы разрушаются вследствие уменьшения бетонного сечения до критического. Уменьшение сечения происходит из-за полной потери прочности наружных (обогреваемых) слоев бетона и значительной потери прочности неравномерно прогретой до высоких температур средней части сечения элемента. Вследствие одновременного уменьшения сечения и снижения прочности материалов напряжения в центре сечения увеличиваются, и при достижении ими величины предела прочности бетона элемент разрушается. Температурное поле по сечению при разрушении называют критическим. Для упрощения расчета вместо температурных полей используют критические температуры8 сечения.
Величина критической температуры сжатого бетона зависит от характера распределения температурных полей по сечению, массивности элемента, величины напряжений в сечении, вида бетона и его теплотехнических свойств.
Немассивные элементы при пожаре прогреваются более равномерно, вследствие чего предельная сжимаемость слоев бетона по сечению примерно одинакова. В момент разрушения сжатого элемента по всему сечению достигается остаточный предел прочности бетона. У тонкостенных элементов критическая температура на границе ядра сечения определяется величиной снижения предела прочности бетона. При сечениях размером 12 см и менее критические температуры равны для бетона на известняковом щебне 750°С, для бетона на гранитном заполнителе 650°С.
• Под критической температурой бетона понимают такую температуру на границе ядра сечения, при нагреве выше которой бетон теряет способность сопротивляться внешним воздействиям и не принимает участия в работе сеченая элемента.
61
Для элементов средней массивности и массивных (/n£>5) при кратковременном огневом воздействии характерен значительный температурный перепад по сечению. Это приводит к увеличению напряжений в средней части сечения и разгружению более нагретых наружных слоев бетона, .получивших при огневом воздействии увеличение предельной сжимаемости. Вследствие этого для толстостенных элементов величину критической температуры на границе ядра сечения находят с учетом повышения деформативности бетона при нагревании.
С увеличением внешней нагрузки длительность сопротивления огню сжатых элементов уменьшается, но неравномерность прогрева сечения остается значительной. Это приводит к снижению критической температуры сжатого бетона для массивных элементов.
Автором исследовано влияние размеров поперечного сечения сжатых элементов (в=0,2X0,2—0,4X0,4 м), вида бетона и коэффициента запаса призменной прочности бетона (&б = 1>2—2,2) на величину критической температуры бетона. В результате математической обработки результатов расчета величин критического сечения элемента ( с учетом коэффициента ) получена следующая зависимость для определения критической температуры тяжелого бетона на известняковом заполнителе:
/кр = (*б (0,25 Ч- Хо) 4- 0,5 (1 — Ло)] 400/(1 4-10);	(49)
Л0 = 5 (5Ь—I)2;	(50)
= Фб, («б, Япр ^я+< *а.с F»)/N.	(51)
В формулах (49) —(51) Ко — эмпирический коэффициент при 0,2^5С0,4 м; ^б—коэффициент запаса призменной прочности бетона при действии центрально-приложенной сжимающей продольной силы N.
Для сжатых элементов, изготовленных из бетона на гранитном щебне, величину критической температуры, определяемую по формуле (49), уменьшают на 15%. Применение в конструкции керамзитобетона повышает критическую температуру на 20%•
О величине расчетного перепада температур по сечению. При расчетах железобетонных элементов, подверженных воздействию высоких температур, неравномерно прогретое поперечное сечение делят на две-три части (Д/«400°С), на четыре — шесть частей или на п частей с Д/^100°С. Снижение температурного перепада с 400 до 100°С уменьшает погрешность расчета несущей способности керамзитобетонной панели до 33%.
Установлено, что при расчетах неравномерно прогретых элементов важно не число частей, на которые разбивают сечение, а величина расчетного температурного перепада между ними. Практика проведения поверочных расчетов конструкций, поврежденных огнем, подтверждает правильность использования величины Д/—>0°С для простых и Д/=|100°С для сложных сечений.
О коэффициенте приведения слоев сечения. При рассмотрении вопроса принято условие, что поврежденный нагревом железобетонный элемент представляет собой многослойную монолитную конструкцию. Материалы i-тых слоев имеют различные прочностные и деформативные характеристики по сечению. Приведение неравномерно прогретых слоев бетона к однородному материалу основано на выражении прочности сечения в виде суммы прочностей основного и z-тых слоев.
62
Приведение сечения к материалу одного слоя пропорционально отношению только прочностных характеристик бетона способствует завышению расчетной величины остаточной несущей способности элемента по сравнению с опытными данными.
В результате теоретического исследования установлено, что коэффициент приведения частей (бетонных слоев) сечения элемента, поврежденного огнем, следует принимать пропорциональным отношению прочностных характеристик рассматриваемого слоя бетона ₽nrz к прочности основного слоя 7?пр.ос с поправкой на коэффициент учитывающий степень использования предела прочности бетона по неравномерно прогретому сечению.
Следовательно, напряжения в рассматриваемых слоях сечения в момент разрушения элемента соответственно равны:
°ОС = ^пр.ос и а/ = ml RnPi,
а коэффициент приведения t-го слоя
«б, = m6i ^npz//?np.oc = тб, тб, •	(52)
и имеет тот же физический смысл, что и коэффициент приведения, выраженный через отношение модулей упругопластичности бето^Л отдельных слоев.
Для сжатого железобетонного элемента (панели, обогреваемой с одной стороны) температура по сечению (в зависимости от толщины прогрева х) распределяется по закону квадратной параболы
G: = «3*? + &3 Хх + С3.
(53)
Принимая коэффициенты изменения прочности бетона и степени использования предела его прочности по сечению в зависимости от температуры нагрева, получим:
тб, = ai 4 + 6i +q;
(54)
(55)
Тогда коэффициент приведения Z-тых частей неравномерно прогретого сечения
— (°1 4"	+ С1) (°2	+ Съ) >	(56)
где а, b и с — эмпирические коэффициенты аппроксимирующих опытных величин m2 . и температуры f .
Of Uj	X
Определение геометрических характеристик сечения. Приведение площади неравномерно прогретого бетонного сечения элемента (в частном случае панели) при А/—Ч)°С (рис. 26) к материалу одного слоя производят по формуле
63
Рис. 26. К расчету приведенного сечения стеновой панели, поврежденной огневым воздействием
d
F6nt = 2b faidXx
С
(57)
Коэффициенты приведения частей сечения находятся в пределах «макс<1; половина расчетной ширины сечения панели в=0,5 В, следовательно,
В
Лмакс
(58)
где с и d — значения абсциссы графика гг$ —х, ся рабочая толщина элемента (см. рис. 26).
между которыми изменяет*
Координаты центра тяжести	приведенной	площади
в	f	„ .
Хо —	I	Xj	Пх.	dxx\
«макс F6nt	у
(59)
г/о = О-
Момент инерции приведенного бетонного сечения относительно оси у определяют по формуле
/
6”t~ ht
+Хо
J % [(+*<>) — xx]dx, -Хо
(60)
где — Хо и +Хо — расстояния от центра тяжести до соответствующих граней рабочего элемена; ht=h— 6? — высота рабочего сечения элемента; б*— толщина сечения, прогретого выше критической температуры бетона.
Приведение сечения к однородному материалу в общем случае производят по прочности бетона менее прогретой части сечения. Поперечное сечение элемента, неравномерно прогретое до повышенных температур (менее 200°С), допускается не разделять на части.
Сечение, неравномерно прогретое под действием высоких температур (выше 200°С), разбивают на п частей с Д/=100°С. Элементь таврового сечения (или состоящие по высоте сечения из двух материалов) делят по высоте на два слоя, элементы двутаврового сечения (или состоящие по высоте из трех материалов) — на три слоя. Линии раздела сечений на слои проходят в тавровых сечениях на границе между ребром и полкой, в элементах из различного материала — по границе их соединения.
Если в сечении имеется арматура, то при нагреве элемента ее учитывают в расчете. Площади нагретой растянутой Га и сжатой ар-
641
9
яатуры Fа приводят к основному слою бетона с учетом коэффици
ентов приведения
— ^а///^б.ос*	—^а/./^б.ос*	(61)
Модуль упругости нагретых растянутых Eil/Z и сжатых Еа арматурных стержней, а также бетона основного слоя £б.ос принимают по соответствующей температуре. После нагрева и последую
щею охлаждения модули упругости арматуры равны первоначальным величинам. Снижение модуля упругости бетона при нагреве необратимо после охлаждения.
Определение геометрических характеристик неравномерно прогретого сечения производят без учета Ct» а приведенную площадь определяют по формуле
z=«	Z=n
Fni = 2 n<5z ^б/ + 2 Па1 ?ai i=2	Z=1
где пл и ла — соответственно коэффициенты приведения бетона i-тых сло-vi i
я и арматуры в зависимости от температуры нагрева («а	/
i ti
/Ь\ )•
• б. ос
Статический момент приведенного сечения
z=n	Z=n
$nt = F6niXf>i “Ь 2 ^aniX^i
i=2	i=l
где A'g и x a — соответственно расстояния от центра тяжести Z-ro слоя сечения бетона или арматурного стержня до грани элемента, которой определяют центр тяжести сечения.
Приведенную величину момента инерции сечения, неравномерно прогретого высокими температурами, находят по формуле
i=n	i=n
1nt =	^ni + "aZ /aZ ’	(64)
Z»2	Z=1
где 7 g и /а —соответственно моменты инерции Z-той части сечения и ар-ni *
матурных стержней до нагрева элемента.
Положение центра тяжести приведенного бетонного или желе» зобетонного сечения определяют по формуле
^ц.т = Snt/Fnt*	(65)
3.	РАСЧЕТ ПО ПРОЧНОСТИ ЭЛЕМЕНТОВ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ, ПОВРЕЖДЕННЫХ ОГНЕМ
Расчет сечений, нормальных к продольной оси элемента, производят в зависимости от соотношения между величинами 5/ и Величину относительной высоты сжатой зоны сечения, поврежденного нагревом £<=л//ЛОг, определяют из соответствующих условий
65
равновесия. Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона железобетонного элемента, поврежденного огнем, вычисляют по формуле
& =	4-0.25- 10-3 сгА< (1 -0.9Ц)].	(66)
Характеристику сжатой зоны бетона элемента, поврежденного нагревом, рассчитывают по формуле
Ц = 0,85-0,08-10~2Япр/	(67)
Напряжения в арматуре классов A-I, А-П, А-Ш и В-I принимают равным <Гд с=:/?а—ао,» классов A-IV и выше, а также классов В-П, Вр-П и К-7 равными Од^ = /?Э/+4000—о0* .Расчетное сопротивление арматуры растяжению Raf принимают с учетом коэффициентов условий работы та и /л®. Преднапряжение в напрягаемой арматуре определяют с учетом дополнительных потерь от воздействия температуры.
Сжатые элементы прямоугольного сечения. При расчете внецент-ренно-сжатых железобетонных элементов, поврежденных огнем, учи тывают случайный начальный эксцентриситет (согласно п. 1.22 СНиП 11-21-75), влияние прогиба от внешней нагрузки на остаточ ную несущую способность ( в соответствии с п. 3.24 СНиП П-21-75) с учетом прогрева сечения и изменения свойств материалов от воздействия высокой температуры, а также остаточный температурный прогиб et. Последний определяют по результатам измерений при натурном освидетельствовании конструкций, поврежденных пожаром, или расчетом.
Величину расчетного эксцентриситета внешней силы до менее сжатой (растянутой) арматуры элемента, поврежденного огнем, вычисляют по формуле
е = ец + («о 4-еСл) т) +«<•	(68)
Значения эксцентриситетов принимают равными:
ец = 0,5Л —a; eQ = MIN\ есл >//600>Л/30> 1 см.
Остаточную несущую способность железобетонного элемента, поврежденного огнем, и работающего по первому случаю сжатия (рис. 27, аи б) при Q определяют из условия
Ne^Rnp ос Fg (Aq 0,5 X/) Ц-flt I
+ 2 К ma, *ac F'it (ft0( - at) .	(69)
При этом высоту сжатой зоны находят из формулы
W + S/я® RzFa -Sm® m® RZ0F' =xtbtRm.
(70)
Остаточную несущую способность железобетонных элементов поврежденных огнем и работающих по второму случаю сжатия (рис. 27, виг) при	нах°Дят также из условия (69). При
этом высоту сжатой зоны для элементов из бетона М400 и ниже с
66


Рис. 27. Схема усилий и эпюра напряжений в сечении, нормальном к продольной оси внецентренно-сжатого железобетонного элемента при расчете его по прочности
а и б — соответственно при трех- и четырехстороннем обогреве для первого случая сжатия; в и г — то же, для второго случая сжатия-, а и а' — осе вое расстояние до растянутой и сжатой арматуры; и* и ст^—толщина полностью поврежденного бетона
ненапрягаемой арматурой классов A-I, А-П и A-III определяют из совместного решения следующих уравнений:
N + 2<та, fa{ - Sm°at < RacF'a{ = xt bt /Ц;	(71)
/2 \ т0 т0
az	I at а, а.	\	/
В случае если величина е0«еСл, а расчетная длина элемента прямоугольного сечения /0<20/it, расчет остаточной несущей способности сжатого элемента производят из условия
NPt = mt Ф/ (%.ос	+ 2 т°, та°г 7?ас ГГ/).	(73)
Значения коэффициентов и <р* определяют по данным прил.2 СНиП 11-21-75 с учетом уменьшения размеров сечения элемента, поврежденного огнем, и изменения прочностных свойств бетона и арматурной стали после нагрева до соответствующей температуры и последующего охлаждения.
Растянутые железобетонные элементы. Расчет остаточной несущей способности сечений центрально-растянутых элементов, поврежденных огнем, выполняют по формуле
\t = S<^a/Fa/.	(74)
Расчет прямоугольных сечений внецентренно-растянутых железобетонных элементов производят в зависимости от положения внешней продольной силы. Если продольная сила приложена между равнодействующими усилий в арматуре А и А' (рис. 28, а), расчет прочности сечения ведут с учетом следующих условий:
Ne	2 < Rat Fa{ (ho t - al);	(75)
Ne'	2 m\ Ra/ Fa/ (h0	(76)
Если продольная сила приложена за пределами равнодействующих усилий в арматуре А и А' (рис. 28, б), прочность внецентрен-но-растянутого элемента, поврежденного огнем, рассчитывают из условия
Ne m°6i Rnp bt xt (h0/ — 0,5 xt) + 2 m°a Fa_ (h0/ —	(77)
При этом высоту сжатой зоны определяют из формулы
*t bt Rnpt = 2 < \ \ - 2 < < *ас 4- - N- (78)
Если полученное из расчета по формуле (78) значение */> то в условие (77) подставляют
xt =
Изгибаемые железобетонные элементы. Расчет остаточной несущей способности прямоугольных сечений, нормальных к продольной оси элемента (рис. 29, а), при	производят по формуле
68
Рис. 28. Схема усилий и эпюры напряжений в сечении, нормальном к продольной оси внецентренно-растянутого железобетонного элемента, обогреваемого с четырех сторон, при расчете его по прочности а — продольная сила приложена между равнодействующими усилий; б — то же, за пределами равнодействующих усилий
Рис. 29. Схема усилий и эпюра напряжений в сечении, нормальном к продольной оси изгибаемого железобетонного элемента, обогреваемого при пожаре с трех сторон, при расчете его по прочности
69
MPl = /?ПР/ bt xt (hOf - 0,5Xt) -F 2m°ai mJ, Rac Fa_ (h0/ -at). (79) Высоту сжатой зоны сечения определяют из формулы
bt % = 2 < \ \ ~ 2 < < *ac F'a{.	(80)
При расчете по прочности нормальных сечений изгибаемых элементов должно соблюдаться условие X/ х^ = hQ .
Если х/>Хд, расчет производят по формуле (79), подставляя в нее значения xt — х^.
Расчет сечений, имеющих полку в сжатой зоне при производят в зависимости от положения границы сжатой зоны. Если граница сжатой зоны проходит в полке, расчет прочности выполняют для элемента прямоугольного сечения (рис. 30, а). Если граница сжатой зоны проходит в ребре, расчет остаточной прочности конструкции, поврежденной огнем, производят как для элемента таврового сечения (рис. 30,6). Размер свесов, вводимых в расчет, принимают с учетом части сечения, поврежденного высокой температурой.
Рис. 30. К расчету по прочности изгибаемых железобетонных элементов, обогреваемых огнем с трех сторон, с полкой в сжатой зоне
а — форма сжатой зоны в тавровом сечении при расположении границы сжатой зоны в полке; б — то же, в ребре элемента; — площадь бетона
сжатой зоны
Для изгибаемых элементов, армированных хомутами, минимальная несущая способность по поперечной силе в наклонном сечении (при Л2е=2,25) равна:
«°х.б = 3]Л^р//Л^$.	(81)
Усилие в хомутах на единицу длины элемента, поврежденного огнем, в пределах наклонного сечения определяют по формуле
QOx = m°aiRaxFx/u.	(82)
Значения bt и Л0/ принимают в пределах наклонного сечения с учетом повреждения бетона высокими температурами в зависимости от вида обогрева поверхностей элемента.
7Q
Глава V. ОЦЕНКА ВОЗМОЖНОСТИ ПОВТОРНОЙ ЭКСПЛУАТАЦИИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ, ПОВРЕЖДЕННЫХ ОГНЕМ
1.	ОСОБЕННОСТИ ОПРЕДЕЛЕНИЯ ВОЗМОЖНОСТИ ПОВТОРНОЙ ЭКСПЛУАТАЦИИ ПОВРЕЖДЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Общая оценка состояния конструкций здания. Материалами для оценки пригодности конструкций зданий, поврежденных огнем, являются данные натурного осмотра места пожара, освидетельствование конструкций и поверочные расчеты.
При осмотре частей здания и отдельных конструкций, поврежденных огнем, вначале определяют состояние конструктивных элементов в целом, чтобы установить участки (зоны) их повреждения.
В аварийной зоне здания сразу же производят аварийно-восстановительные работы. Цель проведения таких работ — сохранить еще не обрушившиеся, но угрожающие падением конструкции, а также предотвратить их дальнейшее повреждение. Аварийные работы относят к первоочередным даже в случае, когда здание, поврежденное огнем, предполагается ввести в эксплуатацию в сравнительно отдаленный срок. Отсрочка выполнения аварийных работ может привести к обрушению строительных конструкций. Такая отсрочка нередко связана с увеличением зоны обрушения конструкций. Это при-
Рис. 31. Схема расположения участков строительных конструкций главного корпуса по степени повреждения пожаром
/ — участок обрушения конструкций покрытия при пожаре; // — зона аварийных конструкций; /// — участок сильных повреждений конструкций покрытия; IV — участок средних повреждений плит покрытия; V — то же, слабых повреждений
71.
водит «к росту объема восстановительных работ и к увеличению стоимости их выполнения.
Оценку конструкций, полностью разрушенных или настолько поврежденных огневым воздействием, что от восстановления их приходится отказаться, производят в основном с целью установления причины обрушения этих конструкций при пожаре. Зону обрушения частей здания после пожара подвергают разборке и расчистке от завалов. Возможность дальнейшей эксплуатации железобетонных конструкций после огневого воздействия должна быть исследована для каждого конкретного случая [14]-.
На основании исследования интенсивности и длительности огневого воздействия, результатов осмотра конструкций после пожара здание главного корпуса завода пластмасс по степени повреждения железобетонных конструкций было разделено па шесть участков (рис. 31).
Длительность огневого воздействия соответственно на /—V участках составляла 5; 4; 3; 1,5 и 0,5 ч. При этом фактическая длительность огневого воздействия по зонам его интенсивности была приведена к длительности стандартного пожара по формулам (7) и (8).
В зоне I при пожаре обрушились две железобетонные колонны основного каркаса (в осях Р—31 и П—33), четыре подстропильные балки, опирающиеся на эти колонны, 30 стропильных балок, 280 плит покрытия и 160 железобетонных плит перекрытия встроенного этажа. Это привело к обрушению элементов покрытия корпуса на площади 2600 м2 (рис. 32).
Из аварийных конструкций, впоследствии усиленных и оставленных для повторного применения в здании после пожара, по осям Н—С в рядах 25 и 35 и по оси Н в рядах 25—35 колонны по оси Н имели различную степень повреждения.
Рис. 32. Схема расположения и состояния железобетонных конструкций участка обрушения и аварийной зоны
/ — обрушившиеся при пожаре колонны основного каркаса (2 шт.); 2 — то же, подстропильные балки (4 шт.); 3 — то же, стропильные балки (14 шт.); 4—крайние колонны в рядах 28—34 с отклонением на 200—300 мм верхней части колонны наружу здания; 5 — стропильные балки участка обрушения плит; 6 — аварийные плиты покрытия с прогибом 50 мм и более; 7 — стропильные балки на границе аварийной зоны и участка сильного повреждения плит покрытия; 8 — подстропильные балки на той же границе; 9 — противопожарная стена с обрушенной при пожаре верхней частью; 10 — нареенце наружные стеновые панели; // — температурные щвы
колонны по рядам 29, 31 и 33 и оси Н имели Наибольшие повреждений огнем (рис. 33). Это объясняется тем, что указанные колонны ближе других по оси Н располагались к месту пожара. Они повреждены огневым воздействием в основном со стороны, обращенной к очагу пожара. Наиболее тяжелые повреждения получила верхняя часть колонн (от +3,9 до +8,5 м). Здесь бетон имел белый цвет, защитный слой местами отвалился во время пожара на глубину 35—40 мм, обогревавшаяся поверхность покрыта температурно-усадочными трещинами. Ветви колонн на отметке +3,9 м и ниже имеют сквозные трещины шириной раскрытия 2—3 мм. Арматура в местах излома ветвей выпучена. Колонны имеют остаточный температурный выгиб на 20—30 мм в сторону оси М (от температурных деформаций ригелей этажерки).
Сборные железобетонные подстропильные балки пролетом 12 м. расположенные по осн Н в рядах 25—35, огневому воздействию подвергались со стороны участка обрушения конструкций. У подстропильных балок в рядах 29—33 повреждены узлы опирания стропильных балок (рис. 34). Растянутые зоны сечения имеют отколы защитного слоя бетона. В неотколовшихся частях защитный слой получил продольные трещины шириной 0,5—1 мм, глуби-
Рис. 33. Характер повреждения огнем колонны несущего каркаса
1 — поверхностные трещины шириной 0,5—1,5 мм; 2 — выкрашивание разрушенного бетона; 3 — отслоение защитного слоя бетона; 4 — участок перекаленного бетона белого цвета; 5 — продольные трещины в защитном слое бетона от температурного расширения арматуры; 6 — сквозные трещины шириной 2—8 мм; 7 — остаточный прогиб колонны вследствие температурной деформации ригеля па отметке +3,9;
8 — выпучивание и перегрев продольной арматуры
Рис. 34. Характер повреждения огнем подстропильной балки по оси Н
1 — отслоения защитного слоя бетона и обнажение арматуры; 2 — продольные трещины шириной 0,3—0,5 мм, глубиной 30 мм; 3 — поверхностные температурно-усадочные трещины шириной 0,1—0,3 мм; 4 — разрушение бетона опорной части балки
73
ной 20—30 мм. Обогреваемая при пожаре сжатая зона балок покрыта темпе* ратурно-усадочпыми трещинами шириной 0,1—0.3 мм, глубиной 5—7 мм, длиной до 300 мм. Бетон ио сечению балок прогрелся выше 600’С на глубину более 50 мм.
Железобетонные стропильные балки, расположенные по ряду 35 в пролетах Н—П и П—Р, обрушились. Причиной их разрушения явилось обрушение при пожаре подстропильной балки по оси П вследствие выхода из строя ко* лонны П-33. Стропильная балка по ряду 35 в пролете Р—С имела тяжелые повреждения от огня, однако обрушения балки не произошло. Бетон на обогреваемой поверхности балки имеет белый цвет от перекаливания, защитный слой выщерблен, в стенке балки образовались наклонные сквозные трещины шириной 3—5 мм. Стропильные балки в рядах 27—30 пролета Н—П, в рядах 26—29 пролета П—Р и рядах 27, 28 и 34 пролета Р—С находились после пожара в состоянии, угрожающем обрушением. Эти балки имели прогибы в пределах 60—120 мм и выгибы 100—250 мм в горизонтальной плоскости (рис. 35).
Рис. 35. Характер повреждения огнем стропильных балок Б ПС-18
а — на границе аварийной зоны и участка сильных повреждений конструкций; б — то же, на границе с участком обрушения; / — отслоение защитного слоя бетона; 2 — трещины в защитном слое бетона шириной 1—2 мм; 3 — то же, шириной 2—3 мм; 4 — сквозные трещины шириной 3—8 мм; 5 — наклонные трещины в ребре балки шириной 0,1—2 мм; 6 — выколы бетона сжатой зоны на глубину 50—70 мм; 7 — перекаливание бетона на поверхности балок от воздействия пламени; 8 — оголение и перегрев арматурной стали; 9 — выпучивание и пережог продольной арматуры
При горизонтальном выгибе стропильных балок происходило деление их по длине вертикальными трещинами на блоки с шагом 1,2—2 м. Раскрытие трещин составляло 8—10 мм, свесы полок в местах пронизывания их вертикальными трещинами имеют местные отколы бетона.
Стропильные балки в рядах 25 и 26 и осях Н—С находились в аварийном состоянии вследствие значительных местных повреждений огнем участков балок по их длине. Это характеризовалось перекаливанием бетона, отслоением защитного слоя и провисанием нижних арматурных стержней. Характерным повреждением балок было образование наклонных под углом 20—25° к продольной оси температурно-усадочных трещин. Шаг сквозных трещин около 2,5 м, ширина раскрытия 7—12 мм.
Величина полностью поврежденного слоя бетона, прогретого выше 650°С, стропильных балок соответственно на I—V участках равна 60, 50, 36, 17 и 5 мм; средняя температура прогрева центра сжатой полки соответственно составляет 600, 500, 350, 200 и 90°С.
Оценка экономического эффекта при восстановлении зданий. Строительная практика показывает, что во многих случаях возможно использовать «и исправить железобетонные конструкции аварийной зоны и участка сильных повреждений здания после продолжитель-
74
чого огневого воздействия при «расходе относительно незначительного количества новых материалов и конструкций. Разборка (демонтаж) железобетонных конструкций (особенно массивных колонн) является работой весьма трудоемкой. Вследствие этого исправление значительно поврежденных (на первый взгляд даже безнадежных) железобетонных конструкций зданий и сооружений во время пожара дает выигрыш в материалах и во времени при их восстановлении. При этом достигается экономия и в рабочей силе по сравнению с вариантом демонтажа и возведения здания из новых строительных конструкций.
По экономическим соображениям ломать или разбирать поврежденные огнем железобетонные конструкции зданий следует только после оценки эксплуатационных характеристик и тщательного анализа возможности их исправления усилением пли ремонтом. С этой целью сравнивают экономический эффект, получаемый от различных проектных решений (вариантов) по восстановлению зданий, поврежденных при пожаре.
Варианты первого типа предусматривают полный демонтаж поврежденных огнем участков здания и возведение новых конструкций. Границу демонтируемого участка назначают интуитивно, без достаточных обоснований.
Варианты второго типа основаны на результатах натурного освидетельствования и испытания железобетонных конструкций, поврежденных огнем. Граница участка разбираемых конструкций при этом значительно уменьшается или полностью исчезает. При этом поврежденные конструкции используют для дальнейшей эксплуатации после соответствующего усиления или ремонта.
Сравнительную экономическую эффективность рассматривают в процессе оценки и выявления более экономичного варианта проекта восстановления поврежденного пожаром здания. Показателем эффективности сравниваемых вариантов являются приведенные затраты, состоящие из текущих и единовременных затрат по вариантам проектного решения.
В каждом случае учитывают только те текущие затраты (эксплуатационные расходы), которые изменяются в зависимости от конструктивного решения при рассматриваемом варианте восстановления здания. К единовременным затратам относят «капитальные вложения на реконструкцию и восстановление зон повреждения здания при рассматриваемых вариантах. Капитальные вложения в восстановление участков поврежденного здания по вариантам первого типа включают в основном затраты на демонтаж конструкций и возведение разобранной части здания новыми конструкциями, стоимость демонтируемых и вновь установленных конструкций, затраты на создание цехов товарного бетона, изготовление железобетонных изделий и других объектов базы стройиндустрии. Единовременные затраты при восстановлении здания по вариантам второго типа состоят из расходов на освидетельствование и испытание конструкций, на разработку проекта усилия поврежденных конструкций^ на ремонт и восстановление эксплуатационных качеств (требуемой прочности, жесткости, трещиностойкости и огнестойкости) железобетонных конструкций.
Приведенные затраты для промышленных зданий определяют с учетом себестоимости единицы продукции и удельных капитальных вложений. Расчет показателей приведенных затрат производят для
7i5
трех стадий: производства конструкций, восстановительных работ и для последующей эксплуатации объекта.
Освоение капитальных вложений во времени значительно влияет на величину экономического эффекта. При рассмотрении влияния фактора времени на экономичность проектных решений учитывают сроки восстановления участков зданий, поврежденных огнем.
В качестве примера приведены результаты расчета экономического эффекта при восстановлении главного корпуса завода пластмасс, поврежденного при пожаре. Площадь недемонтироваиных участков опасной зоны по второму варианту восстановления главного корпуса составляла 5000 м=. В опасную зону входили аварийные конструкции, а также участки тяжелых и средних повреждений. Всего в опасной зоне находилось 680 железобетонных изделий. Демонтировано после пожара только 96 изделий. Из них 70 плит покрытия, 20 плит перекрытия встроенного этажа и 6 стропильных балок. Экономический эффект при восстановлении поврежденных конструкций главного корпуса завода пластмасс по второму варианту составил 87 тыс. руб.
Оценку эксплуатационных качеств железобетонных конструкций здания, поврежденного огнем, начинают с исследования интенсивности и продолжительности огневого воздействия и натурного освидетельствования поврежденных конструкций.
2.	ИССЛЕДОВАНИЕ ПОСЛЕДСТВИИ ПОЖАРА НА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЗДАНИЯ
Задачи исследования пожара и обследования конструкций. Техническое обследование конструкций здания, поврежденного огнем, производят для выявления объемов восстановительных работ и оценки возможности дальнейшей их эксплуатации.
Оценку состояния частей здания определяют после изучения пожара [8]-, освидетельствования и испытания поврежденных конструкций. При оценке огнестойкости конструкций необходимо решение следующих задач: 1) исследование температурного режима натурного пожара и прогрева сечения железобетонных конструкций; 2) определение времени сопротивления железобетонных элементов конструкций огневому воздействию; 3) выявление причин разрушения конструкций; 4) выявление состояния и фактической (остаточной) несущей способности железобетонных конструкций, поврежденных огнем; 5) определение зон и участков повреждения огневым воздействием конструкций здания; 6) уточнение соответствия фактического предела огнестойкости требуемому в соответствии со строительными правилами и условиями пожарной безопасности в зависимости от величины огневой нагрузки в здании.
Обследование и испытание железобетонных конструкций зданий, поврежденных огнем, производят с целью: 1) изучения особенностей работы отдельных конструкций и здания в целом при огневом воздействии и после него, определения границ участков повреждения здания; 2) изучения особенностей работы железобетонных конструкций ® опасной зоне под испытательной или контрольной нагрузкой, если влияние огневого воздействия на несущую способность конструкций нельзя оценить достаточно точно только освидетельствованием конструкций и их перерасчетом; 3) выявления причин обрушения конструкций, повреждения недемонтированных конструкций аварийной и опасной зоны и причин, вызывающих осложнения для дальнейшей эксплуатации конструкций; 4) выяснения недостатков и преимуществ различных типов строительных конструкций, их элементов и отдельных узлов, изучения влияния узлов и сопряжений на работу
76
конструкции зданий при пожаре и после него; 5) определения пригодности демонтированных после пожара железобетонных конструкций в новых условиях эксплуатации на меньшую нагрузку; 6) установления отступлений от проекта и технических условий в конструкциях поврежденного огнем здания; 7) разработки рекомендаций по восстановлению эксплуатационных характеристик железобетонных конструкций опасной зоны (ремонту или рациональному способу усиления конструкций).
Оценка силы огневого воздействия. Исследование пожара строительные эксперты производят для изучения пожарно-технической характеристики здания, процесса развития огневого воздействия, причин и условий распространения огня, особенностей поведения строительных конструкций при пожаре и после него, последствий влияния высоких температур на части здания и его конструктивные элементы, определения объема повреждений и установления ущерба по конструкциям здания.
Расчетную продолжительность пожара определяют по формуле (4) в зависимости от огневой нагрузки в здании. При этом считают, что величина огневой нагрузки в основном влияет на продолжительность и интенсивность огневого воздействия [15]-.
Температуры внутренней среды пожара -порядка 1000—1200°С характеризуют зону сильной интенсивности, 700—1000°С — средней, 500—700°С — слабой интенсивности огневого воздействия.
Данные о максимальных температурах, возникавших в различных зонах здания во время пожара, получают расчетом или визуально. О величине температур судят по виду и состоянию элементов конструкций, окраски поверхности бетона, изменению материалов в зависимости от температур пожара (см. табл. XVII прил. 2).
Цвета бетона изменяются в зависимости от вида заполнителей, величины температуры и продолжительности огневого воздействия. Под воздействием температуры до 300°С бетон обычно принимает розоватый оттенок, который при температуре 400—600°С переходит в красный. После напрева до 900—1000°С бетон имеет бледно-серый оттенок.
3.	ОСОБЕННОСТИ ОБСЛЕДОВАНИЯ ЗДАНИЯ
ПОСЛЕ ПОЖАРА
Этапы обследования. Работа по обследованию здания включает в себя осмотр конструкций на месте пожара, ознакомление с проектной документацией, составление технического акта о пожаре, натурное освидетельствование конструкций, оценку прочностных и дефор-мативных свойств бетона и арматурной стали, выяснение фактического армирования, определение нагрузок и воздействий и осуществление поверочных расчетов прочности, жесткости, деформативности и огнестойкости конструкций.
Приведенные этапы работ по обследованию зданий выполняют обычно не в указанном порядке, а параллельно и во взаимной увязке. Так, во время осмотра конструкций составляют технический акт о пожаре, знакомятся с технической документацией, с показаниями очевидцев и т. п. Прочность бетона, фактическое армирование, нагрузки и воздействия на конструктивные элементы определяют одновременно с составлением ведомостей дефектов, выявлением зон огневого воздействия и участков повреждения строительных конструкций. Во время обследования производят приближенные расчеты
77
для оценки предельных состояний конструкций аварийной зоны и участка сильных повреждений, вычисленных как по расчетным, так и по действительным характеристикам бетона и арматурной стали и фактическим нагрузкам.
К работе по обследованиям конструкций здания, поврежденных огнем, привлекают квалифицированных специалистов — экспертов. Они должны иметь опыт проектной и производственной работы, знать характер и признаки разрушения, а также методы и технику испытания и освидетельствования строительных конструкций.
Для составления некоторых технических документов (акты о состоянии конструкций после огневого воздействия, об осмотре обрушенных конструкций, о характере развития огневого воздействия) привлекают в помощь специалистов строительных и проектных организаций и сотрудников пожарно-испытательных станций.
Осмотр конструкций на месте пожара. При осмотре строительных конструкций необходимо собрать данные об обстановке, предшествовавшей пожару, а также о возникновении и развитии пожара; определить зоны интенсивности огневого воздействия на строительные конструкции по высоте, длине и ширине здания; выявить состояние железобетонных конструкций на участке обрушения, в аварийной и опасных зонах.
По характеру повреждения строительных конструкций, материалов и оборудования устанавливают признаки очага пожара9.
Во время осмотра конструкций на месте пожара из мест обрушения извлекают элементы, которые могут быть доказательствами причин обрушения конструкции при пожаре. Изъятию подлежат также материалы конструкций и оборудования, изменение которых при пожаре характеризует величину температуры огневого воздействия по участкам повреждения.
Осмотр железобетонных конструкций, поврежденных огнем, производят в две стадии. Последовательный постадийный осмотр поврежденных конструкций помогает установить в первую очередь аварийные конструкции, чтобы оградить аварийную зону (I стадия). Во II стадии производят детальный осмотр и натурное освидетельствование конструкций.
Во время предварительного осмотра здания зоны повреждения конструкций сохраняют без изменения (за исключением мероприятий; которые обеспечивают безопасность осмотра). Задача предварительного осмотра заключается в определении взаимного расположения строительных конструкций в аварийной зоне и зоне обрушения участков и установлении очага пожара. При предварительном осмотре фиксируют признаки и факты, которые после разборки аварийной зоны и расчистки участка обрушения конструкций могут не сохраниться; по характеру и степени разрушения частей здания при пожаре намечают границы участка повреждения строительных конструкций. В результате проведения предварительного осмотра подготовляют заключение о состоянии основных строительных конструкций зданий после пожара.
Признаками аварийного состояния железобетонных конструкций здания, поврежденного огнем, могут быть:
1)	потеря устойчивости части здания или одного из ее элементов наличие разрушенных участков конструкций, разрывы одного и бо-
9 В данном случае под термином «очаг пожара» понимают место (участок) внутри здания, где происходило наиболее интенсивное горение.
78
лее арматурных стержней в растянутых зонах, повреждения сжато-1 о бетона (трещины, выколы), выпучивание арматуры;
2)	смещение опор и элементов в сборных конструкциях, разрушение узлов сопряжения конструкций, выдер1ивание арматуры и раскол бетона торцов, разрушение элементов решетчатых конструкций;
3)	наличие чрезмерно больших трещин в бетоне, недопустимая по нормам величина раскрытия трещин от главных растягивающих напряжений, наличие трещин в опорных узлах или трещин, пересекающих зону анкеровки растянутой арматуры, взрывообразное разрушение бетона;
4)	наличие остаточных прогибов конструкций, превышающих в 10 раз и более предельные, приведенные в действующих нормах проектирования железобетонных конструкций (порядка 1/20—1/50 пролета), с образованием в растянутой зоне трещин с шириной раскрытия 10—.15 мм или с признаками разрушения сжатой зоны.
Для предупреждения дальнейшего нарастания деформаций и обрушения под аварийные конструкции устанавливают временные крепления. Тип временных страховочных креплений выбирают исходя из результатов обследования или согласно Рекомендациям [18]-.
Сильные повреждения железобетонных конструкций, требующие капитального восстановления, характеризуются: 1) сильно раскрытыми (более 0,5 мм) нормальными трещинами, проходящими в сжатую зону элемента; 2) разрушением сжатой зоны; 3) образованием косых трещин; 4) значительным прогревом сечений железобетонных элементов под воздействием высоких температур.
В последнем случае на поверхности бетона образуется частая сетка температурно-усадочных трещин,- легко отслаивается защитный слой бетона (во время пожара или при простукивании), оголена, провисла или выпучена арматура, нарушено сцепление арматуры с бетоном (трещины по контактным поверхностям), сильно изменен цвет бетона или бетон на поверхности конструкций подвержен 'взрывообразному разрушению на глубину более 20 мм. При таких повреждениях требуется удаление бетона целыми участками и замена его новым.
Слабые повреждения конструкций, требующие ремонта после огневого воздействия, характеризуются:
1)	поверхностными трещинами с шириной раскрытия до 0,5 мм в растянутых зонах изгибаемых элементов;
2)	незначительными деформациями элементов без повреждения сжатых зон и стержней рабочей арматуры. При этом прогибы балок не превышают 1/100 пролета, отклонение осей колонны от вертикали менее 1/150 их высоты. Сюда относят и другие повреждения, которые не снижают существенно прочности конструкций и не препятствуют дальнейшей нормальной эксплуатации зданий;
3)	незначительным прогревом сечений элементов под воздействием высоких температур. В этом случае отколы бетона происходят при простукивании защитного слоя (в массивных конструкциях откол может произойти непосредственно после огневого воздействия, глубина откола не более 20 мм).
Во время предварительного осмотра в местах, где на несущих железобетонных конструкциях обнаружены трещины, склонные к дальнейшему развитию, ставят гипсовые маяки.
Детальный осмотр конструкций, поврежденных огнем, является важным источником доказательств. Он сопровождается вскрытием,
79
разборкой и демонтажем строительных конструкций участков обрушения и аварийной зоны. В процессе его проведения осматривают опорные узлы и сопряжения конструкций, уточняют результаты предварительного осмотра, собирают новые данные, характеризующие степень повреждения конструкций. На основе полученных материалов возможно изменение границы аварийной зоны.
При детальном осмотре обрушенных железобетонных конструкций устанавливают фактическое армирование их сечений. Осмотр поврежденных огнем частей здания сопровождается составлением схемы участков или повреждения конструкций, зарисовкой дефектов недемонтирова1тых конструкций, фотографирова.нием и другими работами.
Детальный осмотр включает: 1) осмотр частей здания на месте пожара; 2) осмотр конструкций по зонам интенсивности; 3) осмотр поврежденных конструкций в пределах узла, стыка или сопряжения; 4) осмотр деталей.
Осмотр частей здания на месте пожара в целом позволяет определить закономерности «в изменении разрушений и повреждений конструкций в пределах всех зон одновременно. По внешним признакам повреждений и разрушений устанавливают очаг пожара и направления, в которых степень повреждения конструкций уменьшается.
Осмотр здания по зонам позволяет выявить характер повреждений, зафиксировать повреждения, характерные для каждой зоны наметить границы участков повреждения конструкций.
Осмотр узлов конструкций дает возможность установить состояния стыков и мест сопряжения железобетонных конструкций, которыми может определяться группа признаков, в совокупности объясняющих характер развития температурных деформаций железобетонных элементов при огневом воздействии и после него.
При детальном осмотре выявляют наиболее поврежденные огнем детали элементов железобетонных конструкций, определяют толщину откола защитного слоя бетона во время огневого воздействия и после него, а также состояние арматуры и закладных деталей в узлах и сопряжениях конструкций опасной зоны. При этом устанавливают состояние деталей, выполненных из различных материалов, по зонам огневого воздействия.
Ознакомление с технической документацией. Во время проведения предварительного осмотра здания подбирают следующую проектно-техническую документацию и материалы по исследованию процесса огневого воздействия:
1)	рабочие чертежи и пояснительную записку к проекту (расчетные схемы и расчеты, проектные нагрузки и воздействия);
2)	паспорта завода-изготовителя на изделие с указанием даты изготовления, фактического армирования, вида и отпускной прочности бетона;
3)	документы на производство строительных работ (журналы, акты, исполнительную схему монтажа, сведения о дефектах конструкций и т. п.);
4)	материалы по эксплуатации здания (сведения о нагрузках и воздействиях, журнал техника-смотрителя зданий, данные о причинах повреждений, сведения о ремонтах и усилениях и т. п.);
5)	данные исследований интенсивности огневого воздействия, поведения состояния строительных конструкций при пожаре и после него, выполненны органами Государственного пожарного надзора.
Однако при обследовании зданий, поврежденных огнем, не всегда удается полностью собрать указанную документацию. В этом случае пользуются отдельными чертежами, а также сведениями лиц, знавших поврежденный объект. Однако сведения, дающиеся по памяти, часто оказываются неточными или ошибочными. Полученные данные критически проверяют, пользуясь сохранившимися конструкциями и элементами конструкций, извлеченными из зоны обрушения.
Если отсутствуют описания пожара, сведения о процессе развития огневого воздействия получают по другим отчетным документам пожарной охраны 80
(статистический листок о пожаре, книга службы дежурных караулов, показания очевидцев, материалы расследования пожара различными комиссиями и т. п.).
Полученные сведения являются основной частью технического акта о пожаре, составляемого экспертом совместно с представителями строительных организаций и органов Государственного пожарного надзора. Достаточность представленной документации учитывают при разработке рабочей программы и календарного плана обследования конструкций.
4. НАТУРНОЕ ОСВИДЕТЕЛЬСТВОВАНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
Освидетельствование участков повреждения. Натурное освидетельствование конструкций, которые предполагается использовать для дальнейшей эксплуатации после пожара в здании, проводят, чтобы установить характер и степень повреждения конструкций, их фактическое состояние, геометрические размеры, а также условия опирания (заделки) и участие исследуемых элементов в работе несущего каркаса.
При освидетельствовании конструкций участка разрушения и аварийной зоны определяют тип конструкций, армирование сечений и характер разрушения (повреждения). По результатам освидетельствования судят о возможности эксплуатации (после ремонта) сильно поврежденных конструкций при других условиях окружающей среды и внешней нагрузки, а также выдвигают версии по причинам обрушения конструкций при пожаре.
При обследовании здания большой площади, в котором произошел локальный пожар, нет необходимости подвергать натурному освидетельствованию строительные конструкции всего здания. Для сокращения объема и сроков работы сразу же определяют границы опасной (участки сильных и слабых повреждений) и нормальной (неповрежденной) зон конструкций. Повреждения отдельных конструкций опасной зоны, как правило, однотипны. Следовательно, данные освидетельствования одной конструкции участка слабых повреждений распространяют на группу однотипных конструктивных элементов здания. Освидетельствование каждой конструкции аварийной зоны производят более тщательно и глубоко. Поэтому в процессе работы выясняют, по каким элементам конструкций заключение о их надежности может быть дано на основании обследования и какие элементы подвергнуть испытанию.
Порядок подготовительных работ и техника освидетельствования железобетонных конструкций приведены в литературе по испытанию и проведению натурных обследований зданий [17, 20]-.
На поверхностях поврежденных огнем конструкций имеется копоть и слой сажи (иногда толщиной 5—10 мм), поэтому перед освидетельствованием поверхности поврежденных конструкций полностью или частично очищают. Сильно закопченные конструкции аварийной зоны и участка сильных повреждений обдувают сжатым воздухом, ио не промывают водой, которая может замыть трещины. Опыт обследования зданий после пожара показал, что при хорошем освещении небольшая толщина колоти на поверхности конструкций не затрудняет .натурное освидетельствование. На практике иногда сразу же после пожара закопченные поверхности конструкций обмывают водой под давлением 3—5 атм, что усложняет определение границ очага пожара, зон его интенсивности и участков повреждений конструкций.
8.1
Основным документом натурного освидетельствования является ведомость повреждений с картой конструкций, на которой указывают данные о фактических геометрических размерах сечений, трещинах, дефектах бетона и арматуры, поврежденных огнем. При установлении фактических размеров основных характерных сечений учитывают сколы, раковины, неровности, а также изменение сечений при взрывообразном разрушении бетона.
Сведения о трещинах включают данные о месте расположения, характере, глубине и величине их раскрытия.
К дефектам бетона, поврежденного огнем, относят места взрывообразного разрушения; отпадения защитного слоя до пожара, при пожаре и после него; участки рыхлого бетона, отслаивающегося при простукивании молотком во время освидетельствования; поверхности конструкций, изменившие цвет бетона под действием температуры; части конструкций, издающие при простукивании глухой звук.
При картировании дефектов арматуры отмечают места оголения, закопчения, выпучивания, провисания и пережогов арматуры, а также участки снижения (потери) сцепления арматуры с бетоном. При этом фиксируют расположение арматуры в сечениях, измеряют толщину защитного слоя в горизонтальном и вертикальном направлениях по сечению, диаметры обнаженных стержней и проволоки, оценивают класс стали. Характерные дефекты фотографируют.
Особенности освидетельствования строительных конструкций зависят от статической схемы работы, конструктивного решения элементов и их узлов, а также от условий огневого воздействия на конструкцию при пожаре. Каждый вид железобетонных конструкций отличается особенностями работы при загружении, трещинообразо-ванием и характером разрушения в нормальных условиях. Поведение нагруженных конструкций при огневом воздействии значительно изменяется. Однако и при этом по характерным признакам (остаточным деформациям, трещинам или разрушениям) устанавливают причины их образования и степень напряженного состояния конструкций.
Образование остаточных прогибов 1/120—»1/|150 пролета в обычных железобетонных конструкциях связано с потерей их несущей способности. В преднапряженных конструкциях в результате температурной ползучести и релаксации происходят потери предварительного напряжения в стали и остаточные прогибы к моменту разрушения достигают 1/40—11/50 пролета.
В железобетонных конструкциях на участках повреждения различают трещины: 1) технологического происхождения; 2) монтажные и эксплуатационные; 3) появившиеся в результате огневого воздействия. В аварийной зоне конструкций определить характер образования трещин иногда невозможно.
При внимательном осмотре трещин и анализе повреждений бетона под воздействием огня выявляют внешние признаки дефектов конструкций, которые могут опасно снижать их прочность и долговечность. Например, наличие сквозных рваных отверстий в тонкостенных элементах и обрушение лещадок бетона 1 (рис. 36) площадью до 200 см2 на глубину 10—<15 мм с поверхности массивных элементов являются следствием взрывообразного разрушения бетона. Эти повреждения характерны для мест непосредственного воздействия пламени на железобетонные конструкции над очагом горения. Широко раскрытые трещины 2, расположенные в пролете
изгибаемых элементов, свидетельствует о снижении прочности рабочей арматуры или потере предварительных напряжений в ней. Беспорядочные температурно-усадочные трещины 3 и 4 возникают на поверхности бетона, поврежденного под воздействием высокой температуры или пламени. Влияние неглубоких трещин 3 на прочность <онструкции менее значительно, чем на их долговечность. Глубокие
Л
Рис. 36. Примеры образования трещин и повреждений от огневого воздействия в элементах железобетонных конструкций
а — прогонов, балок, ригелей; б — колонн, стоек, элементов ферм; в — ребристых плит покрытий и перекрытий (вид со стороны ребер, обогрев снизу); 1—8 — различные виды трещин
трещины 4 в сжатой зоне указывают на снижение прочности бетона железобетонных конструкций. Продольные сквозные трещины 5 вблизи углов конструкций являются признаком отслоения защитного слоя бетона, наиболее поврежденного двухмерным потоком тепла. При простукивании защитный слой бетона не имеет хорошего сцепления с ядром конструкции, глухо звучит и отлетает. Продольные пссквозные трещины 6 в середине стороны сечения пронизывают защитный сдой и являются следствием поперечного расширения сред
33
него арматурного стержня. Глубокие (иногда сквозные) трещины 7 на стыке двух частей колонн свидетельствуют о значительных температурных перемещениях элементов покрытия (или при их обрушении) и об аварийном состоянии надкрановых частей колонн после пожара. Трещины 8 в стыке ребер плиты с ее полкой возникают от разности температурных напряжений в сечениях элементов.
Оценка свойств бетона поврежденных конструкций. Во время обследования здания после пожара возникает необходимость в оценке свойств бетона железобетонных конструкций по участкам повреждения. Не поврежденные огнем железобетонные конструкции не подлежат демонтажу после пожара, и оценку прочности бетона выполняют неразрушающими методами [И, 17, 20]. Оценку прочности бетона конструкций участка сильных повреждений можно произвести на демонтированных элементах при их испытаниях на стендах разрушающей нагрузкой. При этом образцы бетона вырубают или высверливают из характерных участков элемента.
Наряду с оценкой свойств бетона по результатам испытаний выпиленных образцов применяют и косвенные методы определения прочности бетона непосредственно в конструкции. В грубом приближении оценку прочности бетона, не сильно поврежденного огнем, определяют механическими приборами измерением необратимых деформаций в виде отпечатков на бетонной поверхности. При обработке испытаний делают поправки на возраст и снижение влажности (пересушивание) бетона.
Погрешность измерения прочности бетона уменьшается для конструкций, расположенных на менее поврежденных участках (при удалении частей здания от очага пожара). При значительном повреждении бетона огнем (образование рыхлого слоя, сильное растрескивание) применение эталонных молотков нецелесообразно.
Прочность бетона, поврежденного огнем, изменяется не только по поверхности конструкций в соответствии с участками повреждения, но и по глубине сечения элементов. Более точную оценку прочности бетона механическими приборами получают при вырывании стержня или конуса из бетона (прибор ГПНВ-5). С помощью гидравлического пресс-насоса Вольфа получают характеристику при испытании на отрыв и скалывание бетона по глубине сечения до 50 мм. Состояние поверхности бетона не влияет на результат показателя прибора.
При испытании учитывают, что поверхностная прочность бетона вблизи от угла сечения не может характеризовать прочность бетона по всей поверхности элемента. Это объясняют более значительным повреждением угла сечения вследствие воздействия двухмерного теплового потока при пожаре. Часто при ударе, произведенном несколько сильнее, чем при испытании прочности бетона эталонным молотком, поврежденный бетон угла сечения откалывается до арматуры. Поэтому оценку прочности бетона поврежденного элемента производят «а расстоянии от края сечения, равном удвоенной величине защитного слоя бетона.
Во время простукивания поврежденного огнем бетона обращают внимание на высоту тона звука. Непрочный рыхлый бетон имеет глухой тон звука, при наличии отслоений — звук дребезжащий, плотный и прочный бетон имеет более высокий (звонкий) тон. При простукивании углов сечений с обратной стороны конструкции прижимают к бетону пальцы левой руки. Если защитный слой поврежден и может отвалиться, удар через бетон ощущается пальцами. Непо-
84
врожденный бетон упруго воспринимает удары молотка и не передастся па пальцы руки.
Для конструкция, поврежденной огнем, применяют совместно различные приборы. Вначале выявляют наиболее характерные по прочности бетона конструкции, отдельные элементы или их участки эталонными молотками. Затем в отмеченных местах прочность бетона испытывают более точными приборами (типа ГПНВ-5). В необходимых случаях прибегают к высверливанию образцов или к выпиливанию кубиков.
На участке конструкции, поврежденной огнем, где бетон достаточно однороден и других дефектов не обнаружено, фактическую поверхностную прочность бетона оценивают величиной усредненного показателя механического прибора с учетом погрешности его пока заиий_(примерно 30%). Так, при усредненной прочности тяжелого бетона 7?=295 кгс/см2, кубиковая прочность равна: /?н=(1—03)Х ХЯ=200 кгс/см2, нормативная призменная прочность /?”р=(0,77— 0,0001 /?)#« = 150 кгс/см2.
При значительной неоднородности бетона, поврежденного огнем, величину призменной прочности, вводимую в поверочный расчет, принимают в зависимости от фактического состояния и условий работы конструкции или ее элемента. Известны случаи, когда поверхностная прочность бетона и прочность его по сечению были различны в конструкциях, подверженных огневому воздействию различной интенсивности, даже в пределах одного строительного элемента. Так, во время пожара в менее благоприятных условиях находятся верхний сжатый пояс фермы и элементы решетки, примыкающие к нему, .вследствие концентрации тепла у перекрытия здания.
Выявленные при обследовании повреждения бетона одного элемента можно распространить на однотипные конструкции участков слабых и сильных повреждений. Однако наихудшие показатели повреждения бетона одного элемента или его части в аварийной зоне нельзя механически распространять на весь элемент или на другие конструкции рассматриваемого участка. В ведомости дефектов указывают участки, на которых определена прочность бетона. Это нужно для последующего анализа возможности повторной эксплуатации конструкции после пожара, а также для выработки рекомендаций по их восстановлению.
Проверка армирования конструкций. Во время обследования здания, поврежденного пожаром, проверяют фактическое армирование железобетонных конструкций, сопоставляют его с проектными требованиями СНиП П-21 -75 и СНиП П-А.5-70. При этом собирают и анализируют данные о числе, диаметре и классе арматуры, толщине защитного слоя бетона, величине преднапряжения арматуры в изделиях до пожара и после него. Данные об армировании конструкций участка слабых повреждений содержатся в рабочих чертежах и документах за вода-изготовителя (паспорте изделий, актах па скрытые работы, журналах по проведению арматурных работ).
Армирование конструкций аварийной зоны и участка разрушения выясняют особенно тщательно. Наличие и расположение арматуры аварийных железобетонных конструкций можно определить вскрытием бетона и обнажением арматуры конструкций, изъятых из зоны разрушения или извлеченных из завалов.
Известны случаи, когда конструкции покрытий (стропильные фермы, балки, плиты), обрушаясь при пожаре или после него, зна
8.5
чительно повреждают (выбивают) бетон при ударе о нижележащие конструкции. Выкол бетона по сечению элементов происходит в наиболее слабых местах. Арматура же по сечению имеет незначительные повреждения. При этом картина армирования сечений (число, диаметры арматуры и ее расположение) весьма наглядна. В необходимых местах дополнительно производят выборочное вскрытие бетона и уточнение армирования.
По данным вскрытия бетона делают эскиз, на котором показывают фактическое расположение арматуры в сечении, число стержней, их виды (классы), диаметры, степень коррозии и характер поверхности, а также сцепление арматуры с бетоном.
Особое внимание при осмотре аварийных конструкций обращают на стыки, закладные детали и опорные узлы элементов и на состояние анкерных устройств. Наиболее поврежденные арматурные элементы опорных узлов конструкций в аварийной зоне находятся на границе с участком разрушения (обрушения) частей здания.
Полученные данные армирования конструкций участка разрушения могут быть распространены на элементы здания опасной зоны. Если состояние конструкций на участке сильных повреждений вызывает сомнение в качестве армирования, в характерных точках производят выборочное вскрытие бетона обнажением арматуры. При этом обращают внимание на особенности вскрытия бетона обычных и преднапряженных конструкций, а также бетона в растянутой и сжатой зонах сечений элементов. Способы и техника проведения этих работ описаны в литературе [И, 17}.
Для оценки огнестойкости и остаточной несущей способности железобетонных конструкций после огневого воздействия немаловажное значение имеет толщина защитного слоя бетона. Для ее проверки в неповрежденных элементах и конструкциях на участке слабых повреждений применяют магнитные приборы типа ПЗС. Эти измерители удобны для определения толщины защитного слоя бетона, направления и шага арматуры и позволяют уменьшить число вскрытий [17}. Однако профиль стальных стержней (марку, класс) определяют только вскрытием бетона.
По результатам проверки фактического армирования конструкций составляют ведомость дефектов с указанием мест вскрытия бетона, а также эскизы и схемы с указанием количества и расположения арматуры по сечению, диаметров и видов стали, толщины защитного слоя бетона и отклонения исследуемых характеристик от проекта или строительных норм.
Оценка свойств арматурной стали. При оценке остаточных эксплуатационных качеств железобетонных конструкций важно знать изменение свойств арматурных сталей после пожара. Во время осмотра здания, поврежденного огнем, устанавливают степень повреждения арматурных сталей железобетонных конструкций. Отклонение свойств сталей от первоначальных характеризуется температурой прогрева стали по сечению элемента (пережог, перегрев, сильное или слабое повреждение).
Пережженная сталь частично теряет прочность и почти полностью пластические свойства. Вследствие этого дальнейшее использование ее в конструкциях невозможно. Пережог арматуры при пожарах встречается пс часто (в случаях се оголения в начале огневого воздействия большой интенсивности на складах пластмасс, каучука и т. п.). О пережоге стали судят по внешнему виду. При температуре нагрева выше 1400°С на поверхности стали образуются оп-
86
давления й твердая, хрупкая пленка серовато-синего или черного цвета. Железобетонные конструкции с пережженной сталью сильно деформированы. При испытании на загиб в холодном состоянии пережженная сталь легко гнется, под пленкой окалины образуется сетка мелких трещин в растянутых волокнах и рябь со стороны сжатых волокон арматурного образца. Воздействие температуры 1100— 1300°С приводит к перегреву стали, изменению структуры и снижению ее механических свойств. Влияние высоких температур нагрева (500—1000°С) на механические свойства сталей показано на рис. 37. Температуры нагрева порядка 200—800°С наиболее характерны для арматуры железобетонных конструкций, поврежденных пожаром.
Рис. 37. Изменение прочности арматурных сталей после нагрева и последующего охлаждения [7] / — холоднотянутая низколегированная проволока 0 5—6 мм, =6000 кгс/см2; Q — хо-н лоднотянутая арматура периодического профиля 0 12 мм, Я” =5000 кгс/см2; 3 — горя-рячекатаная низколегированная сталь класса A-III, Ян =6000 кгс/см2; 4 — горячекатаная сталь классов A-I и А-П, марки Ст.0, Ст.З и Ст.5; 5 — высокопрочная холоднотянутая проволока 0 2—3 мм, /?н =18 000 кгс/см2 а
Величины потери прочности сталей в нагретом состоянии и после охлаждения различны (см. табл. 5). Это объясняют тем, что нагретая сталь, подвергнутая постепенному охлаждению, в определенной мере восстанавливает прочностные свойства. Горячекатаные стали класса A-I и А-П полностью восстанавливают прочностные свойства при охлаждении.
Для производства преднапряженных конструкций широко используют новые виды напрягаемой арматуры классов Ат-IV, At-V, Ат-VI и Ат-VII. Напряжение арматуры из термически упрочненных сталей может быть осуществлено электротермическим способом, который вызывает значительные изменения механических свойств стали. При нагреве этих сталей выше 400°С происходит резкое и необратимое после охлаждения снижение прочностных свойств арматуры (рис. 38). Недостатком термически упрочненных сталей является также возможное разупрочнение их после сварки.
Высокопрочные холоднотянутые стали, упрочненные наклепом, имеют наибольшее снижение прочности при нагреве. Холоднообрабо-танные стали при нагреве утрачивают наклеп. Температура потери наклепа зависит от величины начального упрочнения и снижается с 400°С при R"=5500 кгс/см2 до 200°С при R* =18 000 кгс/см2. Нагрев сталей выше 300—350°С связан с явлением рекристаллизации стали и вследствие этого с повышением пластичности, которые сопровождаются снижением прочности и увеличением деформаций ползучести.
87
При нагреве холоднообработапной стали до 300°С в ней снимаются только внутренние напряжения, образовавшиеся в результате наклепа. После охлаждения прочность стали сохраняется или несколько возрастает по сравнению с ненагревавшейся.
Наибольшей температурой, соответствующей началу необратимой потери прочности, для стали класса В-П является 300—350°С, для класса В-1 — 400°С, для стали класса A-III (25Г2С) — G00°C.
20 200	АО О	600 t,cC
Рис. 38. Изменение механических свойств рячекатаной стали после контактного электронагрева [7]
1 и 1' — временное сопротивление стали <JB
2 и 2' — условный предел текучести ; з и 3' — условный предел упругости <J0l02 (обозначения без штрихов относятся к арматуре A-V, со штрихами — к арматуре At-V)
Натурные исследования железобетонных конструкций, поврежденных огнем, показывают, что даже кратковременное действие высоких температур во время пожара вызывает значительное нарастание пластических деформаций. После нагрева железобетонных элементов с применением арматурных сталей классов А-Шв и A-IV свыше 450—550°С происходит полная потеря преднапряжения в них. Это подтверждается опытами ВНИИПО с преднапряжениыми элементами, армированными высокопрочной холоднотянутой сталью с пределом прочности 15 000 кгс/см2. При величине преднапряжения 6480 кгс/см2 деформации ползучести стали существенно возрастали после достижения температуры 300°С. Нагрев до 300—350°С характеризовался для этой стали интенсивным развитием деформаций ползучести и необратимым снижением прочности.
Ползучесть низколегированной стали марки 30Г2С при постоянной величине предиапряжений, равной 3800 кгс/см2, заметно проявляется при кратковременном нагреве до 200°С. С увеличением температуры от 250 до 300°С величина деформаций ползучести увеличивается в 2,2 раза до 1,9-10~3, что приводит к полной потере преднапряжения.
Аналогична характеристика температурной ползучести высокопрочной проволоки из стали класса Вр-П в зависимости от температуры нагрева и начальных напряжений. С возрастанием преднапряжения от 4000 до 9000 кгс/см2 при температуре 300°С деформации ползучести увеличиваются в 5,5 раза. При постоянных начальных напряжениях, равных 9000 кгс/см2, с повышением температуре-от 245 до 300°С деформации ползучести возрастают с 2,5-10“3 до 5,5-10~3. Это вызывает полную потерю предварительного напряжения арматуры [5]>.
88
Основными факторами, обусловливающими величину и скорость температурной ползучести арматурной стали, являются напряжение, температура и длительность их действия. Результаты изменения относительных деформаций ползучести в интервале 8П=(1—20) • 10~3 арматурной стали класса А-Ш в зависимости от значения температуры и напряжений, по данным ВНИИПО, приведены на рис. 9. Деформации арматурных сталей, вызванные температурной ползучестью и снижением модуля упругости при нагреве, необратимы. Влияние температуры нагрева на изменение модуля упругости сталей определяют по формулам (23) и (24). Величина остаточных деформаций от снижения модуля упругости в 8—10 раз меньше по сравнению с деформациями ползучести стали при заданных температурах нагрева.
После огневого воздействия необратимые деформации арматурных сталей являются причиной появления остаточных прогибов железобетонных конструкций. В преднапряженных элементах они вызывают дополнительно необратимую потерю жесткости. Снижение жесткости конструкций происходит вследствие частичного снижения или полной потери преднапряжения в арматуре.
В железобетонных конструкциях, поврежденных огнем, оценку механических свойств арматуры производят испытанием образцов стали на разрыв (для конструкций аварийной зоны) или расчетом (для конструкций участка слабых повреждений). Если при обследовании конструкций в опасной зоне возникает сомнение в качестве арматурной стали, из характерных участков берут пробу для упрощенного испытания на изгиб или направляют образцы на исследование в лабораторию.
Основные механические характеристики арматурных сталей (предел текучести, временное сопротивление и относительное удлинение) определяют испытанием образцов стали на растяжение. Образцы стали -вырезают из арматурных стержней и испытывают без обработки их поверхности [3]-.
Иногда остаточные свойства арматуры определяют в процессе или после окончания испытания железобетонных конструкций, поврежденных огнем. В этом случае часть рабочей арматуры освобождают от бетона и из неповрежденных участков изготовляют образцы арматурных стержней для испытания. Вырезку образцов производят ножовкой или газовой горелкой с соблюдением мер по предупреждению их нагрева.
Если у аварийных конструкций во время пожара отколот местами защитный слой бетона, из однотипных элементов на участке разрушения, примыкающих к аварийной зоне, вырезают образцы арматуры, обнаженной во время огневого воздействия.
Определение механических характеристик сталей расчетным путем сводят к изучению максимальных температур пожара по зонам интенсивности огневого воздействия и решению теплотехнической задачи огнестойкости элементов. Температуру в центре сечений арматуры определяют по формулам прогрева или с помощью номограмм и графиков прогрева сечений железобетонных конструкций. Расчетные характеристики сталей принимают по графику изменения механических свойств сталей в зависимости от температуры нагрева.
При освидетельствовании конструкций, расположенных вблизи зоны горения (очага пожара), обращают внимание на характер откола защитного слоя бетона. Особо тщательно определяют темпера
89
туру нагрева стали, если арматура оголена во время огневого воздействия (об этом свидетельствует закопчение оголенных участков арматуры). Степень нагрева арматуры по величине можно принять равной температуре обогреваемой поверхности конструкции. Если арматура оголена после огневого воздействия или бетон отбит при осмотре, считают, что защитный слой бетона свои функции при пожаре выполнил полностью. При этом в теплотехническохм расчете учитывают толщину, вид бетона по крупному заполнителю и его влажность до возникновения пожара.
Определение нагрузки и воздействий. В общем случае исследования строительных конструкций зданий фактические нагрузки и воздействия могут быть определены: 1) при эксплуатации на день пожара; 2) во время огневого воздействия; 3) после пожара. Поскольку эти вопросы подробно рассмотрены в специальной литературе, в настоящей работе они не приводятся.
Поверочные расчеты. Цель расчетов заключается в оценке напряженного состояния элементов и в определении их остаточной несущей способности, жесткости, трещиностойкости и огнестойкости Для оценки напряженного состояния элементов сначала рассматривают статические расчеты, выполненные при проектировании конструкций, изучают способы опирания и сопряжения элементов, схему нагружения и его работу, усилия в сечениях, расчетные характеристики бетона и арматуры. Затем определяют реальные схемы работы конструкции в составе частей здания до огневого воздействия, при пожаре и после него. Реальные схемы работы оценивают на основании данных фактического опирания, жесткости узлов и способов сопряжения конструкций -со смежны и частями зданий. Расчеты прочности, трещиностойкости и деформативности конструкций производят на фактические нагрузки и воздействия с учетом их величины и характера приложения [21, 22]-.
Остаточную несущую способность железобетонных элементов вычисляют по расчетным формулам действующих норм СНиП II-21-75 с учетом фактических данных о прочностных и деформативных свойствах бетона и стали, размерах сечений, количестве и расположении арматуры в нем (см. гл. IV). Жесткость и трещиностойкость железобетонных элементов определяют на основании фактических характеристик материалов [9, 12, 16]-.
Оценку огнестойкости конструкций производят для определения фактического предела огнестойкости и сравнения его с требуемым строительными нормами или условиями пожарной безопасности. Расчеты огнестойкости основаны на исследовании интенсивности огневого воздействия и процесса теплопередачи, а также на оценке статических схем работы конструкций. Методика расчета огнестойкости железобетонных конструкций п иведена в литературе [5, 6, 10]-.
Расчеты на динамические нагрузки проводят для исследования причин обрушения конструкций при пожаре. Анализ расчетных материалов ведут в табличной форме. При этом сравнивают проектную расчетную схему и усилия от расчетных нагрузок с фактическими усилиями при действительной статической работе конструкций от реальных нагрузок и воздействий; сопоставляют остаточную несущую способность, жесткость, трещиностойкость и огнестойкость с принятыми в проекте; выявляют влияние высоких температур на изменение схемы работы конструкции и усилий в сечениях от фактических нагрузок и воздействий. Анализ снижения прочности по
90
йрежденпых огнем элементов по сравнению с проектной показывает реальный запас прочности конструкций но участкам повреждения. Такое сопоставление выявляет наиболее ослабленные конструкции или их участки, что необходимо для разработки мероприятий по восстановлению конструкций для дальнейшей эксплуатации.
5.	ИСПЫТАНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ, ПОВРЕЖДЕННЫХ ОГНЕМ
Организация испытаний. 'Необходимость испытаний вызывается тем, что расчеты железобетонных конструкций, поврежденных огнем, несовершенны. Вследствие этого в ряде случаев не удается полностью учесть все факторы, влияющие на работу конструкций. Для проведения расчетов иногда трудно оценить остаточные прочностные и деформативные свойства материалов железобетона, поврежденного пожаром.
Испытания железобетонных конструкций, поврежденных огнем, проводят лаборатории, оснащенные необходимым оборудованием и имеющие подготовленные кадры. Цели испытания излагают в техническом задании. Организация испытаний обеспечивает отбор элементов конструкций, освидетельствование их перед испытанием, составление рабочей программы, подготовку оборудования и приспособлений для проведения этих работ.
Порядок отбора и число железобетонных образцов для испытания определяются задачами и программой работ. Отбор образцов для испытаний производят по данным осмотра поврежденных конструкций. При этом образцы для испытания выбирают с намеченных участков повреждения здания. В случае уточнения границ зоны демонтажа поврежденных конструкций образцы отбирают на стыке аварийной зоны и участков сильных и слабых повреждений. Для оценки остаточных характеристик железобетонных элементов после пожара по участкам повреждений здания испытываемые образцы отбирают на соответствующих границах этих участков. При отборе образцов для испытания выбирают элементы, находившиеся в соответствующей зоне интенсивности пожара, на границе с участком, имеющим более тяжелые повреждения конструкций. В этом случае результаты испытаний отдельных наиболее поврежденных огнем железобетонных образцов распространяют на элементы исследуемого участка повреждений.
Для испытаний выбирают элементы с одного участка повреждений обычно в трех экземплярах. В основу оценки принимают близкие результаты двух испытаний. Если результаты испытаний участка конструкций с более тяжелыми повреждениями дают удовлетворительные результаты, от испытаний менее поврежденных конструкций можно отказаться.
При организации испытаний демонтируемых элементов конструкций вы» полпяют вспомогательные работы: производят (по возможности) испытание бетона и арматуры железобетонных образцов, поврежденных огнем, косвенными методами; на конструкциях участка обрушения определяют размещение арматуры по сечению, ее вид и диаметр; намечают порядок демонтажа элемента с целью его сохранности; оценивают величину остаточного преднапря-жения в арматуре с учетом потерь вследствие усадки, ползучести и воздействия температуры. Получение этих данных во время подготовительных работ позволяет правильно оценить особенности поведения железобетонных конструкций в процессе испытания.
Отобранные элементы подвергают освидетельствованию. Натурное освидетельствование заключается в проверке размеров элемента и его характерных сечений, в обнаружении и актировании повреждений и дефектов.
Инженерный перерасчет испытываемой конструкции производят в том случае, если при освидетельствовании выявлено, что размеры сечений, данные об остаточной прочности материалов и состояние элемента значительно отличаются от таковых для конструкций, не поврежденных огнем. Дефекты и повреждения элементов значительно влияют на работу испытываемых конструкций.
Особенности составления методики испытания. Целью испытания могут являться:
1)	установление возможности дальнейшей эксплуатации несущих конструкций после пожара. При этом считают, что влияние обнаруженных дефектов и повреждений на несущую способность конструкций нельзя оценить только по результатам натурного освидетельствования и перерасчетов;
91
2)	определение остаточной несущей способности конструкций при Изменении свойств бетона и арматуры от температуры нагрева, учесть которые в расчете невозможно;
3)	оценка фактической несущей способности поврежденных огнем конструкций после их восстановления (усиления).
Испытания железобетонных элементов после пожара заключаются в определении остаточной несущей способности конструкций по участкам повреждения. Это необходимо для уточнения или подтверждения ранее установленных границ зон повреждения.
Выбор типов приборов и места их установки зависит от задач проводимого испытания. При этом учитывают особенности поведения железобетонных элементов, поврежденных огнем, под нагрузкой по сравнению с нормальными. Измерительные приборы устанавливают в сечениях, в которых определяют деформации волокон, а затем напряжения в бетоне и арматуре. К этим сечениям отнЬсят расчетные сечения, т. е. такие, которые проверяют расчетом при проектировании элементов. На рабочую арматуру устанавливают дополнительно приборы в местах откола защитного слоя, происшедшего при огневом воздействии. На сжатом бетоне устанавливают также приборы в местах интенсивного воздействия пламени или омывания продуктами горения.
При оценке деформативности железобетонных конструкций перед испытанием каждого образца определяют величину остаточного температурного прогиба. Это необходимо, поскольку конструкции одного типа могут по-разному обогреваться при пожаре. У различно изготовленных железобетонных конструкций (например, элементов с преднапряжением арматуры или без него) остаточные прогибы после огневого .воздействия также неодинаковы.
При оценке жесткости железобетонных элементов, поврежденных огнем, когда необходимо знать кривую прогибов по всей длине элемента. Для определения кривой прогибов прогибомеры устанавливают более часто. Так, при испытании ферм прогибомеры прикрепляют под каждым узлом нижнего пояса.
При установке приборов на поверхности элемента предварительно определяют прочность сцепления защитного слоя бетона. Поврежденный огнем защитный слой иногда отслаивается до разрушения элемента конструкции. Вследствие этого надежнее располагать приборы в середине верхних волокон сжатого бетона, а не на углах элемента.
В остальном составление рабочей программы испытания производят так же, как и для не поврежденных огнем железобетонных конструкций.
Особенности проведения испытания. В подготовительный период демонтируют железобетонные элементы, предназначенные для испытания. При этом принимают меры по сохранению целостности элементов. Во время подготовки элемента конструкции к испытанию поверхности очищают от пыли, грязи и сажи скре ками или стальными щетками. Особо тщательно очищают места установки механических приборов и наклейки тензорезисторов. При установке на испытательный стенд элемент крепят в устойчивом положении, сооружают •страховочные и рабочие подмости. Затем испытываемый элемент белят жидким раствором мела или извести. Остальные подготовительные работы производят так же, как для не поврежденных огнем элементов.
Испытание железобетонных конструкций, поврежденных огнем, производят нерегулярно и не в массовом порядке. Поэтому для испы-92
тания устраивают временные стенды в помещениях здания, не поврежденных пожаром. Необходимость этого вызывается также тем, что при транспортировании железобетонных элементов, демонтированных с участков сильных повреждений, на постоянные испытательные стенды научных (испытательных) лабораторий часто происходит их разрушение при погрузке (разгрузке) или при перевозке.
Особое внимание обращают на устройство страховочных опор в пролете испытываемого элемента, так как разрушение поврежденного огнем элемента может быть неожиданным. При тяжелых повреждениях огнем сжатой зоны бетона изгибаемых элементов может произойти внезапное хрупкое разрушение.
Контрольную нагрузку10 при испытании получают, используя грузовые домкраты, кирпич, бетонные блоки или сжатый воздух. Воду в качестве нагрузки принимают с известной осторожностью. При небрежном обращении вода замывает температурные трещины в бетоне. Желательно приложение нагрузки осуществлять плавно, без толчков и ударов. Это легко достигается при работе с гидравлическими домкратами и со сжатым воздухом.
Трещины при испытании прогретых железобетонных элементов появляются раньше, чем у нормальных образцов. Это объясняется резким снижением сопротивления бетона растяжению после нагрева и последующего охлаждения.
Прогибы железобетонных элементов, поврежденных огнем, наиболее возрастают после первых этапов нагружения вследствие снижения жесткости элементов. Резкое снижение модуля упругости прогретого бетона и образование температурных трещин уменьшают жесткость элемента.
Для представления о причинах и характере разрушения поврежденных огнем элементов после их испытания производят отбор проб бетона и арматуры. При отборе проб определяют схему расположения, количество и вид арматуры, толщину защитного слоя бетона в исследуемых сечениях. Отобранные пробы материалов испытывают в лабораторных условиях.
При проведении испытания поврежденных элементов особое внимание следует уделять технике безопасности. При выполнении таких испытаний принимают специальные меры, обеспечивающие безопасность людей. С этой целью устраивают страховочные подмости, которые могут принять на себя вес обрушившихся конструкций. Резкое перемещение сжатых элементов конструкций при потере устойчивости 'наиболее опасно для окружающих, поэтому страховочные подмости должны ограничить такие перемещения. Участников испытания инструктируют по вопросам техники безопасности с учетом особенностей испытания каждого элемента.
Особенности испытания недемонтируемых конструкций. После пожаров небольшой продолжительности и силы нет необходимости демонтировать элементы железобетонных конструкций для испытания. Это же положение сохраняется для участков средних и слабых повреждений конструкций после крупных пожаров.
Особенности испытания таких конструкций заключаются в том, что: 1) испытания элементов производят без демонтажа и перенесения их на специальные стенды: 2) железобетонные элементы испытывают в составе целых конструкций здания без выделения па
10 Под контрольной нагрузкой понимают заранее назначенную нагрузк которую должны выдержать образцы конструкций при выборочном испытании (в соответствии с ГОСТ 8829—77, п. 2.4).
93
более простые образцы; 3) конструкции во время испытания не доводят до разрушения, так как они должны работать в частях здания и после испытания.
Порядок натурного освидетельствования, определения свойств бетона и арматурной стали недемонтируемых конструкций, поврежденных огнем, приведен в начале настоящей главы. Испытательную нагрузку 11 увеличивают до появления в элементах конструкций напряжений и усилий, на основании которых можно оценить их эксплуатационные качества.
По значению нормативных и расчетных нагрузок, полученных при испытании, определяют соответствие их реально действующим и ожидаемым нагрузкам. При этом решают вопрос о необходимости усиления несущих конструкций.
Схемы загружения испытываемых конструкций определяют в каждом конкретном случае в зависимости от целей испытания, результатов натурного освидетельствования и условий проведения испытаний.
6.	ОЦЕНКА ПРИГОДНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ДЛЯ ПОВТОРНОЙ ЭКСПЛУАТАЦИИ
Оценку состояния железобетонных конструкций, поврежденных огнем, производят, чтобы определить степень их аварийности, остаточную несущую способность, .возможность загружения и допуска их для дальнейшей эксплуатации, целесообразность их восстановления.
Степень аварийности строительных конструкций оценивают по результатам обследования здания после пожара. При отсутствии явных признаков аварийность конструкций подтверждается, если остаточная несущая способность элементов меньше соответствующего усилия от внешней нагрузки в 1,5 раза. При расчете прочности изгибаемых элементов можно принять величину коэффициента запаса не менее 1,2 при условии, что характеристика сечения 6°	^0,3 [18]-. При оценке аварийности конструкций по-
верочные расчеты производят по методу разрушающих нагрузок на основании данных обследования и фактической прочности бетона и арматуры после нагрева.
Оценку несущей способности железобетонных элементов производят при решении вопроса о возможности повторного использования или усиления отдельных конструкций или здания в целом. Остаточную прочность конструкций после пожара определяют по результатам натурного освидетельствования, поверочных расчетов и испытания.
Определение возможности допуска для дальнейшей эксплуатации частей здания, поврежденных пожаром, сводят к сопоставлению величин, характеризующих остаточные свойства конструкций, и контрольных величин, характеризующих надежность, долговечность и заданные условия эксплуатации. Контрольные величины эксплуатационных качеств железобетонных конструкций регламен
11 Под испытательной нагрузкой понимают нагрузку, прикладываемую к конструкции непосредственно в процессе испытания. Полная нагрузка при этом определяется как сумма испытательной нагрузки, собственной массы конструкций и постоянно приложенных усилий.
94
тируются техническим заданием иа проведение обследования и испытания, СНиП П-21-75 и ГОСТ 8829—77 или проектом.
Оценку состояния железобетонных элементов сводят к сопоставлению полученных данных о характеристике остаточных качеств конструкций с соответствующими требованиями строительных норм по двум группам предельных состояний.
Оценка железобетонных конструкций по прочности. Внешнее состояние, определяющее снижение прочности железобетонных элементов на 10% и более, при котором требуется усиление, характеризуют признаки тяжелых повреждений.
Оценку прочности железобетонных элементов участка слабых повреждений огнем (как и нормальной зоны) производят по величине нагрузки, вызывающей такое состояние, при котором элемент разрушается или становится непригодным для дальнейшей эксплуатации. Конструкции исследуемого участка здания признают годными, если результаты испытания отобранных элементов удовлетворяют всем требованиям прочности, изложенным в п. 3.2 ГОСТ 8829—77.
Предел огнестойкости железобетонных элементов по показателям пожаростойкости I группы (по потере несущей способности) определяют для участка обрушения и аварийной зоны конструкций.
Оценку огнестойкости по пригодности для повторной эксплуатации конструкций производят по времени сопротивления железобетонных элементов огневому воздействию до появления признака II группы, свидетельствующего о потере прочности сверх допустимой величины. Пределы снижения прочности железобетонных элементов конструкции, которую необходимо сохранить для дальнейшей эксплуатации, принимают в зависимости от капитальности здания и конструктивной ответственности его части (табл. 13).
Таблица 13. Допустимые пределы снижения эксплуатации свойств железобетонных конструкций после пожара
	Коэффициент т®.		учитывающий необратимое снижение эк-		
	сплуатациопных свойств несущих конструкций				
Группа капитальности здания	несущих степ	колонн и столбов	междуэтажных и чердачных перекрытии	бесчердачных покрытий	противопожарных стон
I II III	0,9 0,8 0,6	0,95 0,85 0,7	0,85 0,75 0,5	0,8 0,7	0,95 0,9 0,85
Примечание. Восстановление эксплуатационных качеств при mOCT^0,85 может быть осуществлено ремонтом, при 0,5 ^^^<0,85— усилением, при т <0,5 —заменой новыми конструкциями, ост
Показатели пожаростойкости железобетонных конструкций II группы с учетом коэффициента /п® дифференцируются. Так, для зданий 1, II и III группы капитальности предел огнестойкости колонн определяет необратимая потеря прочности соответственно
95
5, 15 и 30%. Относительную величину остаточной прочности железобетонных элементов, поврежденных огнем, оценивают по зависимости
(83)
где N и N — соответственно разрушающая нагрузка железобетонного эле-р/
мента до нагрева и после огневого воздействия.
Оценка конструкций по деформациям и жесткости. Возникновение необратимых деформаций после огневого воздействия является одним из признаков наступления предельного состояния по огнестойкости железобетонных элементов.
Величина остаточного прогиба характеризует состояние конструкций после пожара по внешним признакам. Аварийное состояние и сильные повреждения огнем характеризуют прогибы железобетонных конструкций более чем в 1/50 и 1/100 пролета соответственно для преднапряженных и ненапряженных изгибаемых элементов.
Предел огнестойкости железобетонных конструкций определяют по признаку наступления после пожара необратимого прогиба более предельной величины. Для преднапряженных конструкций уникальных зданий предельную величину остаточного прогиба (за вычетом строительного подъема) СдОП можно принимать равной 1/200, для ненапряженных элементов — 1/100 пролета.
В зависимости от группы капитальности здания предельные значения остаточных прогибов конструкций изменяются. При этом указанные выше предельные остаточные прогибы делят на коэффициент (табл. 13). Например, предел огнестойкости по необратимому прогибу для преднапряженных плит перекрытия для зданий I, II и III групп капитальности составляет соответственно 1/170, 1/150 и 1/100 пролета. Однако возникновение остаточных деформаций в допустимых пределах предполагает возможность допуска конструкции для дальнейшей эксплуатации (после ремонта) лишь в случае, если ее элементы восстановили жесткость после пожара. Необратимая потеря жесткости возникает вследствие снижения модуля упругости бетона после нагрева, уменьшения сцепления арматуры с бетоном, а в преднапряженных конструкциях в основном в результате потери предварительного напряжения.
Оценку жесткости железобетонных элементов, поврежденных огнем, при испытании производят по величине измеренного прогиба после выдержки под соответствующей контрольной нагрузкой. Снижение жесткости элементов определяют сравнением фактических (или теоретических) прогибов с их 'предельными значениями, приведенными в СНиП 11-21-75. Методика оценки жесткости конструкций при испытании образцов приведена в ГОСТ 8829—77.
Огнестойкость железобетонных конструкций определяют по признаку необратимой потери жесткости после огневого воздействия более предельной величины. Для железобетонных конструкций уникальных зданий предельная величина необратимой потери жесткости ДВПр=20%. В зависимости от класса капитальности зданий предельные потери жесткости равны ДВпр/ги^*
96
Оценку предельных состояний конструкций по остаточным де. формациям (прогибам) и степени снижения жесткости железобетон^ ных элементов производят по формулам:
Ас=ао.0-А.-^в)//^СдопЧ:	(84)
А В = (f0//fnp-I) ЮО ==S А Впр/т°.	(85)
где /о.ол /ю /в, fot и /Пр — соответственно остаточный прогиб конструкции после охлаждения, начальный прогиб от нормативной нагрузки, выгиб или строительный подъем, прогиб остывшей и разгруженной конструкции после повторного нагружения и предельны” допустимый прогиб СНиП П-21-75.
Оценка конструкций по трещиностойкости и местным повреждениям. Возникновение сквозных трещин (отверстий) во время огневого воздействия является одним из признаков предела огнестойкости железобетонных конструкций. Образование сквозных трещин шириной 1—10 мм и тяжелых местных повреждений характеризует аварийное состояние или разрушение железобетонных элементов. Раскрытие трещин шириной 0,5—1 мм является признаком сильных повреждений конструкций. При слабых повреждениях поверхность элемента покрыта температурно-усадочными трещинами шириной до 0,5 мм.
Оценку трещиностойкости железобетонных элементов на участках средних и слабых повреждений, как и в нормальной зоне, производят по образованию и ширине раскрытия трещин в соответствии со СНиП 11-21-75. Методика оценки трещиностойкости конструкций при испытании образцов приведена в п. 3.4 ГОСТ 8829—77.
Оценку качеств конструкций участка сильных повреждений и аварийной зоны производят по тяжести местных повреждений. Определение эксплуатационных свойств конструкций участка средних и слабых повреждений огнем по местным повреждениям самостоятельно не производят. Местные повреждения оказывают влияние на прочность, жесткость, трещиностойкость и огнестойкость железобетонных элементов и их учитывают одновременно с оценкой конструкций по двум группам предельных состояний.
7.	ВОССТАНОВЛЕНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Целесообразность восстановления поврежденных конструкций. Возможность, целесообразность и выбор способов восстановления конструкций производят в каждом случае в зависимости:
1)	от состояния конструкций (характера и степени повреждения), фактический прочности бетона и арматурной стали после нагрева;
2)	от эксплуатационных требований к величине нагрузок, степени жесткости, габаритам и др.;
3)	от экономической эффективности восстановления поврежденных конструкций по сравнению с устройством новых [4, 18]-.
Способы восстановления и усиления конструкции. Поврежденные конструкции восстанавливают следующими способами:
устройством новой конструкции здания на участке разрушения; изготовлением вновь отдельных элементов конструкций вместо тяжело поврежденных (аварийная зона и прилегающие к ней участки) ;
4 Зак. 546
97
исправлением и ремонтом поврежденных конструкций в целом или их отдельных частей и элементов.
В зависимости от состояния после пожара железобетонные кон* струкцни могут быть восстановлены в прежнем виде или усиленными.
Усиление железобетонных конструкций при восстановлении их способом изготовления вновь выполняют путем:
1) увеличения количества арматуры при сохранении прежних размеров поперечных сечений элементов. При этом относительное содержание арматуры не должно превышать максимально допустимого значения Цмакс == Япр^/Яа^. Значение относительной сжатой зоны сечения при которой предельное состояние элемента наступает одновременно с достижением в растянутой арматуре расчетного сопротивления R&(, определяют по формуле (30) СНиП П-21-75;
2) назначения поперечных сечений элементов больших размеров соответственно оптимальному содержанию арматуры (для балок Цопт = 1—2%, для плит Цопт=0,3—0,5%).
Несущую способность железобетонных элементов после пожара при исправлении повреждений увеличивают:
1)	устройством железобетонных обойм, рубашек и наращиваний. Элемент обоймой охватывают с трех или четырех сторон. Наращивание осуществляют с одной или с двух сторон сечения;
2)	применением разгружающих устройств в виде опор, введением дополнительных связей, созданием неразрезности и других способов, ведущих к изменению расчетной схемы конструкций или ее элементов;
3)	использованием горизонтальной и шпренгельной преднапря-женной арматуры, распорок и затяжек, изменяющих напряженное состояние конструкции.
Работа по восстановлению железобетонных конструкций, поврежденных огнем, включает в себя разборку завалов разрушенных элементов. При восстановлении элемента конструкции сначала разбирают поврежденный бетон, затем исправляют арматуру и при необходимости добавляют новые стержни. Потом устанавливают подмости и опалубку и производят укладку бетона. По истечении срока твердения опалубку убирают.
Выбор способа усиления. Сопоставить экономичность различных способов усиления трудно. В частном случае нужно исходить из конкретных условий. Экономичность выбранного способа усиления зависит от продолжительности остановки производства для выполнения усиления, наличия материальной базы, объема работ и т. п. Потери от остановки производства во много раз превышают стоимость усиления. Вследствие этого экономический эффект от сокращения срока остановки производства или от возможности выполнения усиления является определяющим в условиях действующего объекта.
При восстановлении и усилении конструкций устройством обойм и наращиванием получают значительное увеличение несущей способности даже тяжело поврежденных огнем конструкций. Восстановленная железобетоном часть здания сохраняет преимущества (огнестойкость, долговечность, монолитность) перед конструкциями, выполненными из других материалов.
9в
Стоимость усиления обоймами конструкции 1—4-этажных зданий в 5—10 раз меньше, чем новое строительство. Усиление этих же конструкций преднапряженными затяжками и распорками дешевле в 1b—2/ раз.
Практика показывает, что поврежденные балки и ригели проще усиливать дополнительными горизонтальными стержнями. Этот способ эффективен для конструкций с сильно развитой и менее поврежденной сжатой зоной. Для сборных балок рекомендуется усиление преднапряженными шпренгельными стержнями. Местное усиление сжатой зоны балок и сжатых элементов ферм осуществляют металлическими обоймами. Усиление железобетонных плит в действующем здании выполняют подведением снизу металлических балок или шпренгелей. Растянутые элементы усиливают преднапряженными затяжками, колонны — обоймами.
Конструкции металлических ферм усиления менее эффективны. На такие фермы расходуют большое количество материала.
Конструкции усиления наиболее эффективны при увеличении остаточной несущей способности элементов, поврежденных огнем, в пределах от 60 до 100%. Усиление армированием бетона в пределе до 1 % осуществляется просто.
Правка железобетонных конструкций. Поврежденные на пожаре, но необрушенные конструкции аварийной зоны состоят из отдельных целых частей. которые нередко смещены с исходного положения. Крупные н мелкие части конструкций могут быть по-разному соединены между собой и с неповрежденными частями здания или сооружения. В большинстве случаев при восстановлении здания сместившиеся части конструкций необходимо использовать. Для этого их выпрямляют, приводят в правильное положение и исправляют поврежденные элементы.
Выпучивание и провисание железобетонных конструкций нередко происходит вследствие вращения частей конструкции вокруг шарниров, образуемых при разрушении. В исходное положение конструкции возвращают поворотом се частей вокруг тех же шарниров, но в обратном направлении. При этом прилагают усилие на преодоление сил тяжести и трения, а также на сопротивление в шарнирах. Иногда для устранения добавочного сопротивления в шарнирах на время правки выключают из работы удлинившуюся арматуру. Для этого из арматуры вырезают небольшие участки таким образом, чтобы по окончании правки концы арматуры у разреза сблизились, не соприкасаясь. Разрезку арматуры производят преимущественно в сжатой зоне. В растянутой зоне ее выполняют в крайних случаях.
Во второстепенных и слабоармированных элементах при правке подрубают сжатую зону бетона. В случае острой необходимости в нагруженных элементах подрубку бетона производят с учетом особых мер предосторожности (минимум подрубки, устройство аварийных страховочных креплений и т. п.).
Порядок работ по правке включает установку временных креплений, подготовку разрезов и необходимых шарниров, проведение правки и последующую заделку шарниров, разрезов и поврежденных участков.
Сопряжение старого бетона поврежденных конструкций с новым. В зависимости от состояния и обработки поверхностей поврежденных конструкций прочность сопряжения нового бетона со старым изменяется >в широких пределах. Установлено, что сцепление почти отсутствует, если поверхность старого бетона загрязнена. Сцепление с чистой поверхностью бетона значительно выше, чем с цементной пленкой, покрывающей элемент. Шероховатая поверхность старого бетона улучшает сопротивление бетона срезу, но мало повышает сопротивление сопряжения растяжению. При этом на прочность сопряжения существенно влияет разность усадочных деформаций обоих бетонов.
Для улучшения сцепления нового бетона со старым удаляют штукатурку и бетон, потерявший после нагрева прочность. Слой бетона удаляют на глубину, на которой он не выкрашивается при простукивании молотком. Затем поверхность старого бетона очищают от
4* Зак. 546
99
мусора, пыли и копоти металлическими щетками и промывают водой под давлением 3 атм. Новый бетон укладывают (спустя 1—1,5 ч) на влажную, но не мокрую поверхность. В местах скопления воду убирают. (Избыток воды повышает отношение В/Ц, вследствие этого прочность сцепления снижается). Применение вибрации при бетонировании повышает сцепление и прочность нового бетона. Особое внимание уделяют уходу за новым бетоном.
Вредное влияние усадки на прочность сопряжения вновь уложенного бетона со старым можно устранить применением безусадочного или расширяющегося цемента В. В. Михайлова. Применение такого цемента целесообразно, когда новый бетон применяют не в обоймах, а в виде наращивания сечения или местного ремонта.
Работы по исправлению повреждений конструкций начинают с отметки мелом или краской границ участков повреждения, с которых должен удаляться бетон. Граница ремонта участков повреждений должна проходить перпендикулярно оси элемента.
Исправление поврежденной арматуры. На участках разрушения и аварийной зоны арматура элементов оказывается пережженной, порванной или погнутой. Незначительно погнутую арматуру выправляют. Плавный выгиб до 20 мм отдельных стержней иногда оставляют невыпрямленным при условии, что при бетонировании будет обеспечен защитный слой бетона нормальной толщины.
Резко выгнутые участки арматуры, трудно поддающиеся правке, разрезают в местах наибольшего искривления и затем правят. Вырезанные участки стержней заменяют новыми. Соединения концов стержней сваривают путем накладки или внахлестку. Накладки применяют в виде уголков или стержней того же диаметра.
Если невозможно применить сварку, восстановление арматуры значительно усложняется. Стыки ненапрягаемой арматуры (036 мм и менее) внахлестку выполняют в соответствии п. 5.37 СНиП 11-21-75.
На участках элементов с исправленной арматурой хомуты устанавливают с шагом не более 15 см. Предварительную побелку арматуры цементным молоком перед ©бетонированием производить не рекомендуется. Цементная покраска, схватившаяся раньше свеже-уложенного бетона, существенно снижает сцепление арматуры с затвердевшим бетоном.
Восстановление бетона на поверхности поврежденного элемента. Ослабление и отпадание наружного слоя бетона -наиболее часто происходят после пожаров даже небольшой силы. Разрушение такого рода бетона на глубину 20—40 мм охватывают иногда всю поверхность конструкций, находившихся в очаге пожара. Данное повреждение бетона значительно снижает несущую способность железобетонных элементов. Простое оштукатуривание поврежденной поверхности неприменимо, так как для нормальной работы элемента необходимы надежное сцепление и совместная работа арматуры с бетоном.
Для эффективного восстановления наружного слоя бетона применяют торкретирование. До начала торкретирования удаляют бетон, поврежденный огнем. Затем обрабатывают края поврежденного участка под вертикальные и горизонтальные плоскости, исправляют арматуру и проводят мероприятия, обеспечивающие надежное сцепление нового бетона со старым. Торкрет-бетон наносят в один или два слоя толщиной до 25 мм каждый.
При отсутствии торкрет-аппарата наружные слои бетона колонн и нижние поверхности балок восстанавливают пневмобетоном на мелком гравии с осадкой конуса до 3—5 см. Колонны обетонируют
10.0
небольшими отрезками по высоте. Повреждения верхнего участка колонн и нижней поверхности балок исправляют бетонированием сбоку. Повреждения верха балок и плит исправляют укладкой на них бетона жесткой консистенции. Прочность бетона усиления принимают не ниже прочности бетона усиливаемого элемента и не ниже М200.
Ремонт поверхности оштукатуриванием осуществляют в тех случаях, когда имеется избыточный запас прочности. При этом считают, что пониженное качество наружного слоя бетона и ослабленное сцепление арматуры с бетоном не приведут к недопустимому ослаблению конструкции. Такой способ ремонта допускается применять для боковых поверхностей балок и в растянутой зоне изгибаемых элементов. При этом повреждения носят местный характер.
Требования к устройству обойм. Колонны (стойки), поврежденные огнем, усиливают железобетонными или стальными обоймами. Способ восстановления колонн зависит от степени их повреждения и вида нагружения. Основным способом восстановления и усиления колони является устройство четырехсторонних железобетонных обойм. Такие обоймы устраивают по всей высоте колонны или только по поврежденной части. Обойма должна быть длиннее поврежденного участка на 0,5 м с каждой стороны.
Железобетонные обоймы армируют продольными стержнями 0 12—22 мм и поперечной арматурой (хомутами, обмоткой). Диаметр хомутов не менее 0,25 диаметра продольного стержня d9 и не менее 8 мм. Шаг хомутов не больше 10da (15 см). При подготовке колонны под обойму защитный слой бетона в углах сечения откалывают.
Колонны, поврежденные пожаром, усиливают обоймами двух типов: конструктивной или расчетной. Конструктивную обойму используют при повреждении огнем не более 1/з сечения колонны. Продольную арматуру таких обойм принимают конструктивно (0 12—14 мм). Толщина конструктивных обойм не менее 3 см при торкретировании и не менее 6 см при ©бетонировании.
Расчетную обойму применяют при повреждении сечения колонны более */з высоты. Размеры сечения и армирование таких обойм принимают по расчету. Переломы колонн исправляют применением расчетных обойм. До устройства обоймы место повреждения расчищают и обрабатывают плоскостями, нормальными к продольной оси элемента. Затем колонну приводят в вертикальное положение, раскрепляют и выправляют поврежденную арматуру. Установленная обойма воспринимает значительную часть усилия, действующего на колонну.
Для изгибаемых элементов роль обоймы в работе сечения повышается еще больше. При этом сжатую зону полностью размещают в пределах обоймы. Для обойм применяют бетон марок М150 и М200.
Заделка трещин и восстановление жесткости. Многочисленные трещины в растянутой зоне снижают жесткость железобетонных элементов, поврежденных огнем. В конструкциях, находящихся в среде, благоприятствующей коррозии арматуры, незначительные трещины снижают долговечность здания. Расшивка швов и заделка их снаружи бетоном на мелком гравии не приводит к положительным результатам. Слабая заделка бетоном легко выкрашивается из трещин. Лучшие результаты получаются при торкретировании поверхности элемента по сетке. Для заделки глубоких трещин мощных сечений применяют инъекцию цемента. Если для железобетонного элемента важно восстановление жесткости в плоскости действия момента, его усиливают односторонним наращиванием.
Особенности расчета. Поверочные расчеты конструкции усиления из железобетона и собственно железобетонных конструкций, подвергнутых усилению после огневого воздействия, проводят по несущей способности в соответствии с [21, 22]«.
При изменении первоначальной статической схемы или напряженного состояния после усиления расчеты конструкций выполняют с учетом этих требований. Статически неопределимые железобетон
1.01
ные конструкции, подвергнутые усилению, рассчитывают с учетом пластических деформаций (перераспределения усилий). Величину перераспределения усилий ограничивают 30%,
В расчете поврежденных огнем элементов, усиленных устройством обойм или наращиванием, учитывают снижение эксплуатационных качеств конструкции в соответствии с характером, размерами и степенью повреждения усиливаемого элемента конструкции.
Так, при (повреждении арматурной стали под воздействием высокой температуры в расчет вводят остаточную прочность старой арматуры. Дефекты повреждения бетона в растянутой зоне не снижают несущей способности элементов и их в расчете не учитывают.
При оценке жесткости железобетонных конструкций, усиленных обетонированием, в расчет вводят приведенный момент инерции сечения с учетом различных модулей упругости нового и старого бетона. Модуль упругости старого бетона по сечению принимают дифференцированно в зависимости от температуры прогрева.
В односторонне усиленных изгибаемых элементах привариваемые к продольной арматуре поперечные стержни (хомуты, коротыши, .косые стержни и т. п.) условно рассчитывают на срез. Поперечные стержни должны полностью воспринять сдвигающую силу в плоскости сопряжения, при этом сцепление между старым и новым бетоном не учитывают.
Расчет швов производят из условий равнопрочности этих швов и привариваемых стержней арматуры.
При расчете арматуры учитывают возможность пережога старой продольной арматуры в процессе приварки к ней стержней усиления. Уменьшение рабочего сечения от пережз.а принимают 15— 25% площади старой арматуры.
Глава VI. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА
1.	РАСЧЕТ ОСТАТОЧНОЙ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ КОЛОННЫ ПОСЛЕ ПОЖАРА
Исходные данные. Сечение колонны bXh—30X30 см, расчетная длина /о=300 см, армирование симметричное 8 0 20 (рис. 39), рабочая арматура класса А-П, /?ас =2700 кгс/см2, бетон на известняковом щебне марки М300, Япр=135 кгс/см2, влажность wB=2,5%, плотность ув=2300 кгс/см2, толщина защитного слоя бетона 25 мм, гх=г^=0,115 м, действовавшая нагрузка при пожаре #=100 тс, продолжительность огневого воздействия, приведенная к стандартному пожару, тс =1 ч, обогрев сечения четырехсторонний, /н= =20°С.
Теплотехнический расчет сечения. 1. Теплофизические характеристики бетона на известняковом щебне:
Плотность сухого бетона
ус = ув-100/(100 + wB) = 2300-100/(100 + 2,5) = 2240 кг/м®.
Средние значения коэффициентов теплопроводности и теплоемкости тяжелого бетона на известняке при /Ср =450°С (см. табл. 4) составляют:
__о
X. =0,98 - 0,47-10	-450 = 0,77 ккал/(м-ч-град);
*ср
—3 с. = 0,17-|- 0,2-10	-450= 0,26 ккал/(кг-град).
*CD
102
Приведенный коэффициент температуропроводности бетона вычисляют по формуле (17)
апр ж 0,77/(0,26+0,012-6,5) 2240 « 0,0012 м2/ч.
Коэффициент, учитывающий скорость прогрева бетона в зависимости от его плотности, при ус =2,24 т/м3, определяют по формуле (35):
^0 =0,5+0,04-2,24+0,01 -2,242 = 0,64 ч-2. о4
Рис. 39. К расчету остаточной несущей способности железобетонной колонны после пожара (6ХЛ=О,ЗХО.З м)
а — армирование; б — распределение температур по сечению; t0 — температура в центре сечения <а1 и /а2 — температура бетона в арматурных стержнях; *Кр—критическая температура бетона
2.	Расчет температуры стержней арматуры с учетом тепловой инерции прогрева сечения:
Коэффициент рассчитывают по формуле (39):
= 1 — 0,115/(0,15 + 0,64 у0,0012) = 0,39.
Критерий Фурье вычисляют по формуле (40):
Fo^-Fo,-»
______ЬО-00't_________0.04.
(0,15 +0,64-/0,0012)*
Относительную температуру определяют по формуле (38): ех = erf 0,33/(2 ]/0ДЙ )= erf 0,83 = 0,757,
где величина значений интеграла Гаусса принята по табл. XIП прил. 2.
Коэффициент тепловой инерции прогрева арматуры при =3,5 см и Лс=0,5 /1=15 см рассчитывают по формуле (45):
">6, = 1/[1-(3.5/16)4 = 1.07.
Температуру четырех стержней арматуры (F = 12,56 см2), расположенной в середине сечения колонны, при г = г =0,115 м находят по формуле (37)
П	•*
с учетом mg «1,07:
} «С » (1250 — (1250 — 20) 0,757] 1,07 = 340°С.
Температуру четырех стержней, расположенных в углах сечения колонны, определяют по формуле (41) с учетом т® «1,07:
7	« [925 — (925 — 340)*/905] 1.07 = 580 °C.
а»
103
Температуру окружающей среды при гс = 1 ч=60 мин вычисляют по формуле (8):
*с = 345 lg (8-60+I) =925 °C.
3.	Распределение температуры по бетонному сечению с учетом тепловой инерции прогрева.
Относительную температуру в центре сечения колонны при Fox =0,04 и £ =1 определяют по формуле (386):
0Ц = erf 1/(2 |/0?04) = erf 2,5 = 0,9996.
Температуру бетона в центре сечения колонны при гх=г^—0. тс == 1 ч и т£ ®1,3 находят по формуле (37):
б3
t g = [1250—(1250 —20) 0,9996] 1,3 = 26 °C.
При значениях и feg, вычисленных по формулам (50) и (51):
Хо = 5 (5-0,3— 1)2 = 1,25;
Лб = 0,9 (1-135-30-30-1- 1 -2700-25,12)/100 = 1,9,
критическую температуру бетона находят по формуле (49):
/	=[1,9 (0,25+ 1,25)-1- 0,5 (1-1,25)] 400/(1 + 1,25) = 470 °C,
кр
Средняя температура ядра сечения колонны равна:
'б.ср = 0>5 ('кр + 'о.б) = 0'5 «70 + 26) =248 -с.
4.	Определение размеров ядра сечения колонны. При относительной температуре ядра, вычисленной по формуле (44),
1250-925 , (925-470) (925 - 20)	_ ге
О =------------------------------------= 0,65
ях 1250 — 20	(925 — 26) (1250 — 20)
п коэффициенте £х, вычисленном из формулы (386),
егГ = Ся^/(2 ]<0,04) = 0,65 = erf 0,642;
ч =0,4-0,642 = 0,256
размеры ядра сечения колонны рассчитывают по формуле (43в):
Ьл = 2 (0,5-0,3 + 0,64 V0T0012) (1 — 0,256) = 0,254 м = 25,4 см.
Статическая часть расчета. Площадь ядра сечения колонны, поврежденной огнем, F я =0,9-25,4-25,4=580 см2.
При tt=ldb я =300/25,4=11,8 и N дл/#=/ значения коэффициента Ф^=Ф^=0,87 (см. табл. IX прил. 2).
Коэффициенты, учитывающие изменение расчетного сопротивления арматуры класса А-П: т° =1 (по табл. 5); т® определяют по формуле (23): 31	а2
для средних стержней при t = 340°С з« П	_Q *	___*2
Гса2 = 1-1О	-340 (0,1 + 10	-340) = 0,85;
для угловых стержней при t * =570°С
т°2 = 1 — 10~3-580 (0,1 + 10~3-580) =0,6.
Коэффициент, учитывающий снижение прочности бетона после нагрева до 248°С: т® =0,875 (см. табл. 1).
Oj
Остаточную несущую способность колонны после пожара при /о=300<20Х Х/?я=500 см вычисляют по формуле (73):
А/ , = 1-0,87 [0,875-135-580 + 1-2700 (0,85-12,56 + 0,6-12,56)] кге = = 102 000 кге = 102 тс.
1-04
Несущую способность железобетонной колонны до пожара рассчитывают по формуле (104) [21]:
N = m Ф [Япр F + Яа с (Га -Ь Га)] =
= 10.9 [135-30-30+ 2700 (12,56 + 12,56)] = 170 тс.
Относительную остаточную несущую способность колонны, поврежденной огнем, определяют по формуле (83):
шост= 102/170 = 0’6
Следовательно, колонна по показателям пожаростойкости II группы снизила эксплуатационные качества более допустимого предела (см. табл. 13). При отсутствии признаков разрушения (обрушения) восстановление колонны можно осуществить усилением ее.
2.	РАСЧЕТ УСИЛЕНИЯ КОЛОННЫ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ ОБОЙМОЙ
Исходные данные. Железобетонная колонна, поврежденная пожаром, имела сечение dXh=30X30 см, /о=500 см. Продольная арматура 8 020 А-П (2?	=2700 кг/см2) подверглась нагреву t =340° С (т0 =1, т ° =0,85,
а.с	аа	а>	а2
F =12,56 см2) и t =570°С (т 0 =1, т° =0,62, F =12,56 см2). а2	ах	а2	а2
Бетон колонны марки М300 (Япр = 135 кгс/см2) прогрет до температуры t =248°С, mJ =0,875, т * =0,85 (по табл. 15 СНиП 11-21-75), F = ср	О1	61	я
=580 см2. Внешняя нагрузка А=168 тс (#дЛ=84 тс), N ^n/N=0,5.
В качестве усиления принята железобетонная обойма, армированная продольной арматурой класса А-П с вязаными хомутами. Конструктивно принята минимальная толщина обоймы dMHH =6 см, т =0,8, бетон марки М200, R л =90 кгс/см2, m ж =0,85 (рис. 40). пр. Об	61
Рис. 40. К расчету усиления колонны, поврежденной огнем, железобетонной обоймой
/ — обойма; 2 — усиливаемая к
3 — ядро сечения
105
Статический расчет. При наименьшем размере усиления В = b 2 ^мин * =30+2-6=42 см, гибкость элемента Лу =500/42=12.
По табл. IX прил. 2 при ^дл^=0.5 и Ау=12 находят коэффициент
Ф ** фб «0,89.
При Мопт«1%:
N6	т9 Яп„ 0,9 Га = 0.85-0.875• 135-0,9-580«*= 52 200 кгс;
t б» *i п" я
W =m° т° Я F 4-m® mQ R F = а/ at а2 а.с ах ах аг а.с а2
= 1.0,85-2700.12,58 + 1-0,62-2700-12,58 = 50 000 кг;
^JJP==mo6 (Япр об+мЯас об)=0’8 (90+°’01'27()0) кг/см*г=93,5 кг/см* площадь сечения бетона обоймы определяют по формуле
= (168 000/0,89 — 52 200 — 50 000)/93.5 «900 СМ.
Площадь сечения продольной арматуры обоймы
F х = F - = 0,01-900 = 9 см», а, об опт оо
принято 8 0 12 А-П, F л =9,05 см2, а. оо
Требуемая толщина железобетонной обоймы
= 0.25 [/0,9 (!> + *)• + 4/^g - 0 + Л) ] -
= 0,25 [/0,9 (30 + 30)*+ 4-900 —(30 + 30)] =5,7 см.
Фактическая толщина обоймы ‘^“^мин®®6 см-
3.	РАСЧЕТ ОСТАТОЧНОЙ ПРОЧНОСТИ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ БАЛКИ, ПОВРЕЖДЕННОЙ ОГНЕМ
Исходные данные. Балка пролетом 6 м имеет размеры прямоугольного сечения bXh=10X30 см (рис. 41,а). Бетон марки М400 (ЯПр s175 кгс/см2. Яр =12 кгс/см2) на известковом щебне.
Плотность бетона у в =2440 кг/м3, влажность wB =3,5%. Арматура А без предварительного напряжения 4 0 20 мм А-П (Яа=2700 кгс/см2, Fa = = 12,56 см2), арматура А' принята 2 0 20 А-П (Яд с =2700 кгс/см2, F& = =6,28 см2), поперечная арматура в виде двухветвевых хомутов 0 6 мм (Гх=0,57 см2) в сварных каркасах с шагом п=1б см из стали класса В-1 (Я =2200 кгс/см2). Данные по расположению арматуры по сечению при-ах ведены в табл. 14.
Требуется определить остаточную прочность нормального и наклонного сечения железобетонной балки после огневого воздействия продолжительностью тс = 1 ч, tc «=»925°С. Обогрев сечения трехсторонний (рис. 41,6), /н=»20°С.
Теплотехнический расчет сечения. 1, Теплофизические характеристики бетона на известняке. Плотность сухого бетона
Ус • 2440 -100/(100-1-3,5)= 2350 кг/м».
106
Таблица 14. Расположение арматуры по сечению балки
Арматура	Номер стержня	Осевое расстояние, см		Защитный слой бетона, см		Расстояние от оси сечения до центра тяжести арматуры, м	
			ау	«х	*У		гу
В растянутой зоне	1 и Г	3 1	1 3	2	2	0,02	—
	2 и 2'	3 1	1 7	2	6	0,02	|	1 -
В сжатой зоне	3 и 3'	2,5	2	2	2	0,02	—
Хомуты л	4 и 4'	|	2.2 |	-1 в)	1Л 1	- 1	|	0,033	я-
Рис. 41. Поперечное сечение железобетонной балки
а — размеры сечения и армированные балки до огневого воздействия; б—схема обогрева сечения и распределение температуры после огневого воздействия продолжительностью 1 ч; в — расположение арматуры по сечению, толщины защитных слоев бетона и осевые расстояния
Среднее значение коэффициента теплопроводности бетона на известняковом щебне при /ср=450°С (см. табл. 4)
. -3
«0,98 - 0,47-10	-450 « 0,77 ккал/(м-ч град).
•ср
107
Среднее-значение коэффициента теплоемкости бетона
__3
С =0,17 4- 0.2-10	-450 = 0,26 ккал/(кг-град),
«ср
Приведенный коэффициент температуропроводности бетона определяют по формуле (17):
апр = 0,77/(0,26 4-0,012-3,5) 2350 = 0,0011 мя/ч.
Коэффициенты, учитывающие скорость прогрева бетона в зависимости от его плотности и пористости при ?с =2,35 т/м3, вычисляют по формулам (35) и (36):
"»б4 = 0.5 + 0,04-2,35 + 0,01 -2,35* = 0,65 ч“2 ;
т0 = 1,1 -0.3-2,35 + 0,03-2,35я = 0.55.
2. Расчет температуры в центре тяжести стержней арматуры с учетом тепловой инерции прогрева сечения балки.
Для стержней 1 и Г, 2 и 2', 3 и 3' (см. рис. 41,в) коэффициент находят по формуле (39):
= 1 - 0,02/(0,5-0,1 +0,65 f0>i) = 1 — (0,02/0,07) = 0,714,
величину критерия Фурье —по формуле (40):
Fo* = 1-0.0011/0,07» = 0,025;
относительную температуру в стержнях —по формуле (38а):
Ox = erf 0,714/(2 /0^225) = erf-0,75 = 0,711,
где величина интеграла Гаусса определена по табл. XIII прил. 2.
Для поперечных стержней 4 и 4'
1Х = 1 - (0,033/0,07) = 0,53; ех = erf 0,53/(2 /оТ225) = erf-0,56 = 0,572.
Коэффициенты тепловой инерции прогрева сечения рассчитывают по формуле (45):
до стержней 1 и Г при йс =0,5 Ь=Ь см
«б3 ='/(- (2/5)‘J = Ь2;
до стержней 2 и 2' при <5 =7 см и h =30 см
У2	с
т®, =1/(1-(7/30)]»= 1.1;
до стержней 4 и 4' при 6* =1,4 см и =5 см
тб, =!/[!-(13/5)4 = 1.085.
Температуру в центре тяжести каждой пары рабочих стержней /—Г, 2—2' и 3—3' при равной величине защитного слоя бетона и потоке тепла с двух противоположных сторон определяют с учетом тепловой инерции по формуле (37):
t = [1250—(1250 —20) 0,711] 1,2 = 460 °C. xi
Температура нагрева в стержнях 4 и 4' равна:
t =[1250-(1250-20) 0,572] 1,085 = 580 °C.
При аргументе А, вычисленном по формуле (34),
А = [0,65-/б?001Т+ 0,55-0,02 + 0,02]/(2 /1 -0,001'1) = 0,79,
температуру в стержнях / и /' при одномерном потоке тепла снизу при erf 0.79=0.736 (из табл. XIII) определяют по формуле (33):
t х = [1250- (1250 - 20) -0,736] 1.2 = 420 °C.
108
При двухмерном потоке тепла температуру нагрева арматурных стержней 1 и 1' находят по формуле (41):
t =925 [(925 —460) (925 - 420)/(925 — 20)] = 665 °C. ai
При величине А, вычисленной при 0	=0,07 м по формуле (34):
1/2
Л = (0,65 /0,0011 + 0,55-0,02 + 0,07)/(2 /1-0,0011) = 1,55, температуру в стержнях 2 и 2' при одномерном потоке снизу при erf 1,55= =0,9716 и п® =1,1 определяют по формуле (33):
t = [1250—(1250 — 20) 0,9716] 1,1 =55 °C.
У2
При двухмерном потоке тепла температуру нагрева арматурных стержней 2 и 2' находят по формуле (41):
f & 925 — (925 ~ 460) (925	55)Z(925 “ 20) = 480 °С ’
Изменение расчетного сопротивления арматурных сталей в зависимости от температуры нагрева стержней приведено в табл. 15.
Таблица 15. Температуры в стержнях и коэффициенты изменения прочности стали
Номер стержня	Обозначение	Класс арматуры	Температура нагрева, °C			Коэффициент	
			*х		‘ху	«,0 ai	«,0 т at
1-1'	F	А-П	460	420	665	1	1
2—2'	F а2	А-П	460	55	480	1	1
3—3'	F'	А-П	460	—	460	1	0,74
4—4'	F X	В-1	580	—	580	0,72	1
В табл. 15 коэффициент т ® принят по табл. 5, коэффициент для Bj	а2
сжатой арматуры определен по формуле (236):
Л	___О	__О
Wg2 = 1 — 10	- 460 ( 0,1 + 10	-460)=0,74.
3. Распределение температуры по сжатой зоне сечения балки с учетом тепловой инерции прогрева.
Для центра сжатой зоны сечения при гх~0 коэффициент %х =1. При величине критерия Фурье! Fox=0,225 (см. расчет в п. 2) и =1 относительною температуру в центре сжатой зоны сечения определяют по следующей формуле [5]:
О,, = erf -----7=~ + erf-----------=^-------1 = 2 erf ---——
ц 2 j/Fo^	2 j/Fox	2 /0,225
= 2 erf 1,05— 1 =2-0,862—I =0,724.
Температуру бетона в центре сжатой зоны сечения балки при гх—0; т =1 и m2 “1.3 вычисляют по формуле (37):
О	ба
*об в П250	1250 ~20) °’724] 1,8 = 470 «С,
109
Следовательно, коэффициент, учитывающий изменение прочности бетона на известковом щебне после нагрева в натуженном состоянии дб температуры 470®С и последующего охлаждения, тб1=0’71 ^см* та^л- Толщину сжатого бетона, прогретого до критической температуры /Кр=750вС (при 6<12 см), при
1250 -tun 1250 - 750 erf А =----— =---------= 0,406;
12501230
Л =0,434 (см. табл. XIII прил. 2), определяют по формуле (42):
бх = (2*0,434 у 1 —0, 5) ]/0, ООН =0,0075 м 0,75 см.
Статическая часть расчета сечения балки. 1. Ширина работоспособного бетонного сечения балки после обогрева огнем с двух сторон
^ = 6-26*= 10-2*0,75 = 8,5 см;
рабочая высота сечения балки
6 = Лв = Л — п —0,5 (а —а ) = 30 — 3 — 0,5 (7 — 3) = 25 см. °t	Vi	Уг Ui
2.	Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона балки до пожара (при =0,85—0,08* 10-а* Я пр =0,85—0,08* 10-2-175=0,71 и 0^ = =2700 кгс/см2) определяют по формуле (14) [21]:
При . =0,85—0,08* 10—8 т ° Япп =0,85-0,08-10-3*0,71 • 175=0,75, вычислен-*	О] **Р
ной по формуле (67), и =1*2700=2700 кгс/см2 граничное значение для сжатой зоны сечения балки, поврежденной воздействием высокой температуры, находят по формуле (66):
= 0,75/(1 + 0,25* 10~3*2700 (1 -0,9*0,75)] = 0,62.
3.	Высоту сжатой зоны сечения балки до пожара рассчитывают по формуле (16) [21]:
х = (Я FF')/(6Z?n_) = (2700*12,56 — 2700-6,28)7(10-175) =9,7 см.
Высоту сжатой зоны сечения балки, поврежденной воздействием температуры, определяют из формулы (80)
*,= (1-2700*12,56 — 1*0,74-2700*6,28)/(8,5*0,71 *175) = 20 см.
4.	Относительная высота сжатой зоны сечения балки до пожара £ = x/h = 9,7/25 = 0,386 < 0,57 =	•
т. e. балка до пожара работает по первому случаю; после огневого воздействия
I, = xt/hot = 20/25 = 0,8 > 0,62	,
т е. балка, поврежденная пожаром, работает по второму случаю.
5.	Несущую способность железобетонной балки по нормальному сече нию до огневого воздействия вычисляют по формуле (17) [21]
/И — /?Пр b х (h0 — 0,5 х) + Яас Fq (h9 — а') — = 175-10-9,7 (25-0,5*9,7)4-2700-6,28 (25 —3) =7,18 т-м.
гло
При =х^=£^/10=0,62-25=15,5 с.м остаточную несущую способность железобетонной балки после пожара определяют по формуле (79):
= 0,71 • 176-8,5-15,5 (25 — 0,5-15,5) -J- 1 -0,74-2700-6,29 (25 — 3) =
«5,58 т-м.
Относительную остаточную несущую способность железобетонной балки по нормальному сечеьию рассчитывают по формуле (83):
тм /М = 5,58/7,18 = 0,78. ост Р/	1
6.	Поперечную силу, воспринимаемую хомутами и бетоном в наклонном сечении балки до пожара при
g =Яя Flu = 2200-0,57/15 = 83,5 кгс/см, х ах х
вычисляют по формуле (53) [21]:
Q, =1/"8/?_6Л2 gv = 1/в.12-10.25»-83,5 « 7060 кг = 7,06 т.
"О	Р 0 * у
При коэффициенте снижения предела прочности бетона на растяжение после воздействия высокой температуры, вычисленного по формуле (15), z= 0,71—0,2 (1 + 10“3.470) =0,42,
и усилий g£ =0,72-2200-0,57/15=60 кг/см (см. формулу 82) остаточную несущую способность железобетонной балки по наклонному сечению после огневого воздействия находят по формуле (81):
Q? =3 Vo,42-12-8,5-25»-60 = 3800 кг = 3,8 т. б
Относительная остаточная несущая способность балки по наклонному сечению равна:
mWT “	- 3.8/7,06 = 0.54.
о о
Так как т М =0,78 по нормальному сечению и т =0,54 по наклоност	ост
ному сечению меньше т® =0,85 (табл. 13), железобетонная балка снизила эксплуатационные качества по показателям пожаростойкости II группы более допустимых пределов. Восстановление балки может быть произведено ее усилением.
4. РАСЧЕТ УСИЛЕНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ БАЛКИ, ПОВРЕЖДЕННОЙ ПОЖАРОМ
Исходные данные. Железобетонная балка (см. рис. 41) пролетом 6 м и размерами сечения ЬХЛ=10X30 см в течение 1 ч подвергалась огневому воздействию; бетон марки М400 (Япр в175 кгс/см2, /п® =0,71, Яр ~
= 12 кгс/см2, т 0 =0,42); в растянутой зоне Pi
= 12,56 см2, Я =2700 кгс/см2, т° а	а
=6,28 см2, Я =2700 кгс/см2. т°
т°
арматура 4 0 20 А-П (F = а1
сжатой зоне 2020 А-П (F = а ]
=0,74); поперечная арматура —
двухветвевые хомуты 0 6 мм с шагом 15 см в сварных каркасах класса В-I (Я =2200 кгс/см2, т° =0,72); расчетные размеры сечения балки, по-а 1
врежденной огнем, 5^=8,5 см, h° =/iq ж'25 см; расположение арматуры
по сечению показана на рис. 41.
111
Расчетные нагрузки на балку после ее восстановления составляют Л1 = =8,4 т-м, Q=6,6 т-м. Требуется рассчитать усиление балки железобетонной обоймой.
Расчет нормального сечения, усиленного обоймой. Толщина монолитной железобетонной обоймы усиления ftog=5 см (рис. 42). Бетон обоймы усиления марки М300 (7?Пр = 135 кгс/см2,/?р = 10 кгс/см2). Так как для балки, изготовленной из бетона марки М400, прогретого до температуры 470°С,
^нп =«2	= 0,71 175 = 125 кгс/см2.
Пр* 6i пр	1	•
среднее значение прочности бетона Я Пр =0,5(135+125) = 130 кгс/см2. Рабочая арматура обоймы усиления класса А-П, хомуты класса В-1 (7? = ах
=220 кгс/см2).
=40
Рис. 42. Сечение балки к расчету усиления монолитной железобетонной обоймой
Размеры усиленной балки при =5 см равны:
Ь2 = 10 + 2-5 = 20 см; Л2 = 30 + 2-5 = 40 см;
Л =25 + 5 = 30 см; h =40 —2 = 38 см; о>	о2
at = 8 см; a = a' =2 см.
При величинах А и В, определенных по формулам:
А = [*пр (h^ + а0) - F , /?а]/0,5	=
= [130-20 (30 + 8) — 12,56-2700]/(0,5-2700) =48;
112
2(Af-Fai₽a\)% *2
2 (840 000- 12,56-2700-30) 130-20	. IO _ __o
 I" 1 £> । UQ —
2700»
количество дополнительной арматуры в растянутой зоне сечения рассчитано по формуле
F = А/2 — |/А»/4 — В = 48/2 — |/ 48»/4 — 372 = 9,8
см2.
Принято 4 0 18 А-П (Fа = 10,18 см2).
Проверяем правильность применения в формулах для вычисления А и В значений расчетных сопротивлений арматуры без понижающих коэффициентов, учитывающих особенности работы растянутой арматуры, расположенной в нескольких рядах по высоте сжатой зоны сечения:
х2 = Яа (F +F )/£2Япп = 2700 (12,56 + 10,18)/(20« 130) = 23,6 см.
Так как
0,5 (Л2 — х2) = 0,5 (40 — 23,6) = 8,2 > 8 = а0» применение в формулах величины Ra правомерно.
В случае если F расположена от растянутой грани усиленного сече-21
ния на расстоянии более 0,5 (h2—х2), для этой арматуры принимают расчетное сопротивление 0,8 7?а
В сжатой зоне по конструктивным соображениям принято 2 0 12 А-П (Г' =2,26 см2).
Проверка прочности наклонного сечения балки. Расчетная поперечная сила, воспринимаемая железобетонной обоймой:
Q2 = Q-qO =6,6 —4 = 2,6 то. хб
Поперечную силу, воспринимаемую обоймой усиления в при
b = 0,5	= 2-5 = 10 см
и при
g„ = Z?a F [и = 2200-0,56/15 = 82 кгс/см, л	*
определяют по формуле (53) [21]:
~ЛГ8Rnbh2 g = 1^8-10 • 10-382-82 =3060 кгс=3,06 тс. у р О •*
Так как
[Q] = [Qi] + [Q2] = 4 + 3.06 = 7,06 тс
больше 6=6,6 тс, несущая способность балки по наклонному сечению, усиленной железобетонной обоймой, больше расчетной поперечной силы от внешних нагрузок.
ПРИЛОЖЕНИЕ /. СПИСОК ПРИНЯТЫХ ОБОЗНАЧЕНИИ
Усилия от нагрузок и воздействий
Л/н я Мt — изгибающий момент соответственно от нормативной внешней нагрузки и температурного воздействия, кгс-см;
№ и — то же, продольная сила, кгс;
QH и (fy - то же, поперечная сила, кгс.
Характеристики материалов
Я» и at
Ян — нормативные сопротивления бетона соответственно осевому р/ сжатию (призменная прочность) и растяжению при кратко* временном воздействии высоких температур, кгс/см9;

— нормативные сопротивления соответственно напрягаемой ненапрягаемой растянутой арматуры при пожаре, кгс/см3;
— модули упругости арматуры и бетона при сжатии, прогретых высокими температурами, кгс/см3.
Геометрические характеристики
а и а' — расстояние от центра тяжести арматуры А и А' до ближайшей грани сечения (осевое расстояние), см;
8и и 8а ~~ расстояние от края сечения до поверхности напрягаемой и ненапрягаемой арматуры (защитный слой бетона), см;
— высота сжатой зоны бетона после огневого воздействия на
сечение элемента, см;
bf я hf — ширина и высота прямоугольного таврового или двутаврово-t f го сечения конструкции, поврежденной огнем, см;
bnf к — ширина и высота полки таврового или двутаврового сечения в сжатой зоне конструкции, поврежденной огнем, см;
и — относительная высота сжатой зоны бетона сечения элемента, подверженного огневому воздействию и после него.
Основные параметры огневой нагрузки
Ро и £п “ Удельная масса горючей загрузки, кг/м3, и огневой нагрузки в помещении, Мкал/м3;
и vm ~ скорости горения (выгорания) веществ линейная, м/мин, и массовая, кг/(м3*мин);
Q/ и Qy — низшая теплота сгорания материалов и условного (древесины), ккал/кг;
и Ей ~ площади противопожарного отсека и поверхности конструк-ций. м’.
Температуры и время огневого воздействия
/в и /с — температура обогреваемой поверхности конструкции и нагревающей среды (огневого слоя), ”С;
/н и — то же, необогреваемой поверхности и центра сечения элемента, °C;
/а и /g — то же, нагрева арматуры и бетона элемента;
t и t* у * — то же, в точке соответственно при одномерном и двухмерном потоке тепла в момент времени т, °C;
*а кр Н ^б кр ~ критическая температура арматуры и бетона, вС;
О н бц — относительная температура соответственно по сечению и в центре пластины (элемента);
Тф и тс —- длительность фактического огневого воздействия и стандартного пожара, ч (мин).
Коэффициенты а на— коэффициенты температурного расширения арматуры и бето-аГ
на при высоких температурах;
1114
°б и ""то же« температурной усадки и суммарной температурной
У ир
деформации бетона;
mJ — коэффициент, учитывающий размеры центрально-нагруженного элемента прямоугольного сечения: при Л* >20 см—-1, при h 20 см — 0,9;
__q
гл2~’то же- учитывающий максимальные пределы необратимого
снижения эксплуатационных качеств конструкций после по-Л жара;
ж»0
ш3 — модуль обогрева сечения, равный отношению площади се-
&	чення элемента к периметру обогрева поверхности, см;
Wa> И тб4 ““ коэффициенты, учитывающие изменение прочности арматуры и бетона после нагрева и последующего охлаждения;
та — коэффициент, учитывающий снижение расчетного сопротив-ления арматуры в зависимости от изменения сцепления сталей с бетоном при нагреве;
— то же. учитывающий степень возможного использования прочрссти бетона по неравномерно прогретому сечению;
—то же, учитывающий тепловую инерцию прогрева сечения;
тб И шб “Коэффициенты, учитывающие скорость прогрева бетона в зависимости от плотности и пористости его;
Ра и Рб ~~ коэффициенты, учитывающие снижение модулей упругости арматуры и бетона при воздействии высоких температур;
kQ — коэффициент огнестойкости конструкций;
ф и (fy - коэффициент продольного изгиба до и после огневого воздействия на сжатый элемент.
Показатели огнестойкости зданий, сооружений и конструкций
^ф и ^тр В* и вк
Ф тр
С? и С°
Ф тр
— фактический и требуемый предел огнестойкости, ч;
— то же, группы возгораемости конструкций;
— то же, степень огнестойкости здания или сооружения.
ПРИЛОЖЕНИЕ 2. ВСПОМОГАТЕЛЬНЫЕ ТАБЛИЦЫ
05 Таблица!. Площади поперечных сечений проволочной и стержневой арматуры
'		Площадь поперечного сечения, см2, г					[ри числе стержней			
Диаметр, мм	1	2	3	4	5	6	7	8	9
3	0,071	0,14	0,21	0,28	0,35	0,42	0,49	0,57	0,64
4	0,126	0,25	0,38	0,5	0,63	0,75	0,88	1,01	1,13
5	0,196	0,39	0,59	0,79	0,98	1,18	1,37	1,57	1.77
•	6	0,283	0,57	0,85	1,13	1,41	1,7 2,31	1,98	2,26	2,54
7	0,385	0,77	1,15	1,54	1,92		2,69	3,08	3,46
8	0,503	1,01	1,51	2,01	2,51	3,02	3,52	4,02	4,52
9	0,636	1,27	1,91	2,54	3,18	3,82	4,45	5,09	5,72
10	0,785	1,57	2,36	3,14	3,93	4,71	5,5	6,28	7,07
12	1,13	2,26	3,39	4,52	5,65	6,79	7,92	9,05	10,18
14	1,54	3,08	4,62	6,16	7,69	9,23	10,77	12,31	13,85
16	2,01	4,02	6,03	8,04	10,05	2,06	14,07	16,08	18,1
18	3,54	5,09	7,63	10,18	12,72	15,27	17,81	20,36	22,9
20	3,14	6,28	9,42	11,56	15,71	18,85	21,99	25,18	28,27
22	3,8	7,6	11,4	15,2	19	22,81	26,61	30,41	34,21
25	4,91	9,82	14,73	19,64	24,54	29,45	34,36	39,27	44,18
28	6,16	12,32	18,47	24,63	30,79	36,95	43,1	49,26	55,42
32	8,04	16,09	24,13	32,17	40,21	48,26	56,3	64,34	72,38
36	10,18	20,36	30,54	40,72	50,89	61,07	71,25	81,43	91,61
40	12,57	25,14	37,7	50,27	62,83	75,4	87,96	100,53	113,1
Примечания: 1. В таблице приведен номинальный диаметр арматуры.
2. Диаметр проволочной арматуры 3—5 мм, проволочной и стержневой арматуры 6—10 мм, стержневой арматуры 12—40 мм.
Таблица II. Предельные допустимые прогибы железобетонных изгибаемых элементов конструкций
Элементы	Пролеты, м	Предельные прогибы
Перекрытий с ребристым потолком и лестниц	/<5 5</<10 />10	//200 2,5 см //400
Перекрытий с гладким потолком, покрытий, навесные стеновые панели при расчетах их из плоскости	/<6 6</<7,5 />7,5	//200 3 см //250
Покрытий сельскохозяйственных зданий производственного назначения	/<6 6</<1О />10	//150 4 см //250
Примечания: 1. Величины предельно-допустимых прогибов для других конструкций устанавливаются по специальным требованиям, но при этом они не должны превышать //150 и /к /75, где I — пролет балок или плит.
2.	Для консолей принимают Z=2/R , где /к — вылет консоли.
3.	Остаточные прогибы более //50 для преднапряженных и более //100 для ненапряженных изгибаемых железобетонных элементов характеризуют аварийное состояние конструкций, поврежденных огнем (см. §6, гл. V).
4.	Для оценки предела огнестойкости железобетонных конструкций по признаку потери деформативности после пожара величину предельного допустимого прогиба делят на коэффициент m2 (см. табл. 13).
5.	Предельно допустимые прогибы для подкрановых балок при ручных кранах составляют //500, при электрических кранах — //600 (табл. 2, с. 8 СНиП 11-21-75).
Таблица III. Нормативные и расчетные сопротивления стержневой арматуры
Вид и класс стержневой арматуры	Диаметр,	Нормативные сопротивления арматуры Л". кгс/см2	Расчетные сопротивления арматуры, кгс/см2		
			растяжению		сжатию *а.с
			продольной Яа	поперечной 7?а ах	
Сталь горячекатаная гладкая класса A-I	6-40	2400	2100	1700	2100
Сталь горячекатаная периодического профиля класса А-П	10-90	3000	2700	2150	2700
То же, класса А-Ш То же, класса А-IV То же, класса A-V	6—40 10-32 10-22	4000 6000 8000	3400 5000 6400	2700 4000 5100	3400 4000 4000
Сталь стержневая термически упрочненная класса Ат-IV	10-25	6000	5000	4000	4000
То же, класса At-V То же, класса Ат-VI	10-25 10-25	8000 10000	6400 8000	5100 6400	4000 4000
Примечания. 1. Расчетные сопротивления арматуры растяжению и сжатию снижаются (или повышаются) умножением на коэффициенты условий работы т_, тя «ли т°
aat	at
117
2.	Сопротивление арматуры сжатию в конструкциях, поврежденных огнем, умножают на коэффициент т° При отсутствии сцепления арматуры с бе-аЯ
гоном Я а принимают равным нулю.
3.	В сварных каркасах для хомутов из арматуры класса A-III, диаметр которых меньше ’/з диаметра продольных стержней, значение Яя =2400 кгс/см2. х
4.	При расчете конструкций с введением коэффициента условий работы =0,85 для сталей классов A-IV и Ат-IV допускается принимать = =4500 кгс/см2, для стали класса A-V, Ат-V и At-VI — Я =5000 кгс/см2 а.с
(п. 2.28 СНиП П-21-75).
Таблица IV. Нормативные и расчетные сопротивления проволочной арматуры
Вид и класс проволочной арматуры	Диаметр, мм	Нормативные сопротивления кгс/см8	Расчетное сопротивление арматуры, кгс/см2		
			растяжению		сжатию ₽а с
			продольной ₽а	поперечной ₽а	
Проволока арматурная обыкновенная круглая класса В-1 То же, периодического про-	3-5	5 500	3 150	2200	3150
	3-4	5 500	3 500	2600	3500
филя класса Вр-1	5	5 250	3 400	2500	3400
Проволока арматурная высо-	3	19 000	12 300	9800	4000
копрочная круглая класса	4	18 000	11 600	9300	4000
В-П	5	17 000	11 000	8800	4000
	6	16 000	10300	8300	4000
	7	15 000	9 700	7700	4000
	8	14 000	9 000	7200	4000
Проволока арматурная высо-	3	18 000	11 600	9300	4000
копрочная периодического	4	17 000	11 000	8800	4000
профиля класса Вр-П	5	16 000	10300	8300	4000
	6	15000	9700	7700	4000
	7	14 000	9 000	7200	4000
	8	13 000	8400	6700	4000
Канаты (пряди) арматурные	4,6	19 000	12300	9800	4000
семипроволочные класса К-7	6	18 550	11900	9500	4000
	7.5	18 000	11600	9300	4000
	9	17 500	11 300	9000	4000
	12	17 000	11000	8800	4000
	15	16 500	10600	8500	4000
Примечания: 1. В случае применения арматуры в вязаных каркасах расчетные сопротивления поперечной арматуры растяжению Яа равны 1900 и 2700 кгс/см2 соответственно для сталей классов В-I и Вр-1.
2. Сопротивление арматуры растяжению и сжатию в необходимых случаях умножают на коэффициенты та, тл\ mJJ и т®
3. При отсутствии сцепления арматуры с бетоном Яд с принимают равны
нулю (п. 2.28 СНиП П-21-75).
Таблица V. Расчетная критическая температура нагрева растянутой арматуры изгибаемых элементов [10]
Класс и марка арматурной стали	Критическая температура, °C, при нагрузке на элемент, % нормативной			
	100	1 75	| 50	25
А-1П (Ст. 25Г2С, Ст. 35ГС)	550 1	590 1	660	710
А-Шв (Ст. 25Г2С, Ст. 35ГС)	520 |	1 570 1	1 620	690
I1S
Продолжение табл. V
Класс и марка арматурной стали	Критическая температура, °C, при нагрузке на алемент, % нормативной			
	100	7S	1 50 1	1 25
А-П (Ст. 5), A-IV (Ст. 20ХГ2Ц) A-I (Ст. 3), А-П (Ст. 10ГТ)	520	570	620	690
A-IV (Ст. 80 С, Ст. 30ХГ2С) А-П (Ст. 5, Ст. 10ХНДП)	510	560	610	670
A-V (Ст. 23Х2Г2Т), At-V	500	530	570	620
Ат-VI, Ат-VII	450	490	530	580
В-I, Вр-1	430	460	510	560
В-П, Вр-П, П-7	410	470	520	600
Примечание. Табличные значения справедливы для статически определимых изгибаемых элементов, имеющих коэффициенты запаса в пределах 1,6 и 2 соответственно при армировании горячекатаной (или обычной холоднотянутой) и высокопрочной холоднотянутой сталью.
Т а б л и ц а VI. Начальные модули упругости бетона £б> тс/сма___________________________________
Бетон	Проектные марки бетона по прочности на сжатие						
	М100	М200	М300	М400	М500	М600	М800
Тяжелый естествен-	170	240	290	330	360	380	400
ного твердения На пористых заполнителях при объемной массе, т/м3: 1.4	95	115	135				
2,2	—	185	215	235	—	—	—
Примечания: 1. Табличные значения начального модуля упругости тяжелого бетона снижаются при тепловой обработке на 10%, при автоклавной обработке на 25%.
2. Для бетона на пористых заполнителях при промежуточном значении плотности начальный модуль упругости бетона принимают по интерполяции.
3. Величину начального модуля упругости бетона в необходимых случаях умножают на коэффициент pg . учитывающий его снижение от воздействия высоких температур.
Таблица VII. Нормативные сопротивления бетона, кгс/см2
Вид сопротивления	Проектные марки бетона по прочности на сжатие						
	М100	М200	М300	М400	М500	М600	М800
Сжатие осевое fl** пр (призменная прочность) Растяжение осевое ЛР	60	115	170	225	280	340	450
	7,2	11,5	15	18	20	22	25
Примечания: 1. В таблице приведены значения сопротивлений для тяжелого бетона марок М100—М800 и для бетона на пористых заполнителях марок М100—М400.
2. Для бетонов М150, М250, М350, М450 и М700 величины сопротивлений принимают по интерполяции.
3. Величины сопротивлений бетонов ниже марки М100 принимают по табл. 11 СНиП П-21-75.
119
Таблица VIII. Расчетные сопротивления бетона, кгс/см2
Вид сопротивления	Проектные марки бетона по прочности на сжатие						
	М100	М200	М300	М400	М500	М600	М800
Сжатие осевое /?пр (призменная проч-	45	90	135	175	215	245	810
ность) Растяжен	осевое	4,8	7,5	10	12	13,5	14,5	16,5
Примечания: 1. Для данной таблицы справедливы примечания 1—3 к табл. VII.
2. Величины расчетных сопротивлений в необходимых случаях должны умножаться на коэффициенты условий работы бетона	и
Таблица IX. Коэффициент фб для бетонных элементов [21]
дл*	/o/h							
	6 1	1 8	10 1	1 12 1	1 14	16	18 1	| 20
0	0,93	0,92	0,91	0,9	0,89	0,88	0,86	0,84
0,5	0,92	0,91	0,9	0,89	0,85	0,82	0,78	0,72
1	0,92	0,91	0,89	0,86	0,82	0,76	0,69	0,61
Примечания. Принятые обозначения:	— продольная сила от дей-
ствия постоянных и длительных нагрузок; N — продольная сила от действия постоянных, длительных и кратковременных нагрузок.
2. При промежуточных значениях отношений Л/Дл IN и /о/h коэффициент cpg определяют по интерполяции.
Таблицах. Вспомогательная таблица для расчета изгибаемых элементов прямоугольного сечения
fc = x/h0	v = Zg/h0	Ло	6 = х/Л.	” = гб/Л«	Ло
0,02	0,99	0,02	0,32	0,84	0,269
0,04	0,98	0,04	0,34	0,83	0,282
0,06	0,97	0,058	0,36	0,82	0,295
0,08	0,96	0,077	0,38	0,81	0,309
0,1	0,95	0,095	0,4	0.8	0,32
0.12	0,94	0,113	0,42	0,79	0,332
0,14	0,93	0,13	0,44	0,78	0,343
0,16	0,92	0,147	0,46	0,77	0,354
0,18	0,91	0,164	0,48	0,76	0,365
0,2	0,9	0,18	0,5	0,75	0,375
0,22	0,89	0,196	0,52	0,74	0,385
0,24	0,88	0,211	0,54	0,73	0,394
0,26	0,87	0,226	0,56	0,72	0,408
0,28	0,86	0,241	0,58	0,71	0,412
0,3	0,85	0,255	0,6	0,7	0,42
120
Продолжение
£ = л7Ло	v=2б/Л0	Ло	6 = х/Л.	v « 26f Ло	Ло
0,62	0,69	0,428	0,72	0,64	0,461
0,64	0,68	0,435	0,74	0,63	0,466
0,66	0,67	0,442	0,76	0,62	0,471
0,68	0,66	0,449	0,78	0,61	0,476
0,7	0,65	0,455	0,8	0,6	0,48
Примечание. При v =2^h=\— 0,5fc и Ло = £(1—0,5£) условие прочности имеет вид: М=Л0ЬЛ о Япр; требуемая площадь сечения растянутой арматуры Fa = M^ h0 /?а, рабочая высота сечения й0= М?А0 Ы?пр •
Таблицах!. Изменение температуры стандартного пожара Тс, ч, /с, °C
Время тс,	0,1	0,25	0,5	1	1,5	2	3	4	6	8
Температура tc» °C	576	720	| 820	925	990	| 1030	| 1090	| ИЗО	1180	| 1240
Таблицах!I. Коэффициенты огнестойкости строительных конструкций k0
Степень огнестойкости здания	Основные строительные конструкции здания					
	несущие стены, колонны	несущие конструкции перекрытия	заполнение несущего каркаса	перегородки		противопожарные стены
				межсекционные	межквартирные	
I	2	1,2	1	1,2	1	2
II	1,5	1	0,8	1	0,6	2
III	1,2	0,8	0,6	0,8	0,4	2
IV	0,8	0,6	0,4	0,4	—	2
V	—	—	—	—	—	2
Таблица XIII. Значения Гауссового интеграла ошибок
Л	erf Л	Л	erf Л	Л	erf Л	Л	erf А
0,00	0	0,22	0,2443	0,42	0,4475	0,62	0,6194
0,02	0,0216	0,24	0,2657	0,44	0,4662	0,64	0,6346
0,04	0,0451	0,26	0,2869	0,46	0,4847	0,66	0,6494
0,06 0,08 0,1	0,0676 0,0901 0,1125	0,28 0,3	0,3079 0,3286	0,48	0,5027	0,68 0,7	0,6638 0,6778
0,12	0,1348	0,32	0,3491	0,5	0,5205	0,72	0,6914
0,14	0,1569	0,34	0,3694	0,52	0,5379	0,74	0,7047
0,16	0,179	0,36	0,3893	0,54	0,5549	0,76	0,7175
0,18	0,201	0,38	0,409	0,56	0,5716	0,78	0,73
0,2	0,2227	0,4	0,4284	0,58 0,6	0,5879 0,6039	0,8	0,7421
1-21
Продолжение
А	erf Л	А	erf А	А	erf А	Л	erf А
0,82	0,7538	1,12	0,8868	1,42	0,9554	1,72	0,985
0,84	0,7651	1,14	0,8931	1,44	0,9583	1,74	0,9861
0,86	0,7761	1,16	0,8991	1,46	0,9611	1,76	0,9872
0,88 .0,9	0,7867 0,7969	1,18 1,2	0,9048 0,9103	1,48	0,9637	1,78 1.8	0,9882 0,9892
0,92	0,8068	1,22	0,9155	1,5	0,9661	1,9	0,9928
0,94	0,8163	1,24	0,9205	1,52	0,9684	2	0,9953
0,96	0,8257	1,26	0,9252	1,54	0,9706	2,1	0,997
0,98	0,8312	1,28 1.3	0,9297 0,934	1,56 1,58 1,6	0,9726 0,9745 0,9763	2.2 2.3	0,998 0,9989
1	0,8427	1,32	0,9381	1,62	0,978	2,4	0,9993
1,02	0,8508	1,34	0,9419	1,64	0,9796	2.5	0,9996
1,04	0,8586	1,36	0,9456	1,66	0,9811	2,7	0,9999
1,06 1,08 1,1	0,8661 0,8733 0,8802	1,38 1,4	0,946 0,9525	1,68 1,7	0,9826 0,9838	3	1
Таблица XIV, Пределы огнестойкости железобетонных стоек и колонн
Конструкции	Величина нагрузки	Размеры сечения, см	Предел огнестойкости, ч
Бетонные и железобетонные стойки и колонны, в том числе с жесткой арматурой (в соответствии с п. 19 прил. 2 СНиП II-А. 5-70)	Не более 75’4 нормативной Более 75% нормативной	20X20 20X30 20X20 20X30 20X40 30X30 3QX50 40X40	2 2,5 1,25 1,75 2,5 3 3,5 4
Таблица XV. Пределы огнестойкости перекрытий и покрытий иэ сборных железобетонных плоских плит сплошного сечения
Толщина слоя бетона от нижней грани до центра тяжести растянутой рабочей арматуры (осевое расстояние), мм	Предел огнестойкости плит, ч, при рабочей арматуре			
	из высокопрочной проволоки клас- сов В-П, Вр-П и из арматурных прядей П-7	из арматурной стали классов		
		A-I, А-П, A-IV (марки 80С), В-1	А-Пв, А-Шв, A-V, А-IV (марки 30ХГ2С)	A-III
20 30 40 50	0,8 1,3 1.8 2,4	0,9 1,4 2 2,6	1 1,5 2,2 2,9	1.3 1,5 2,9 3,7
Примечания: I. Пределы огнестойкости плит, настилов и панелей в зависимости от расчетной схемы опирания следует принимать: а) при свободном опирании по двум противоположным концам —с коэффициентом 1.
152
б) при опирании по контуру При соотношении сторон 1:1;! 1,5 и 1 : 2 с ко* эффициентом соответственно 2,5; 1,4; 1,3; в) при защемлении (заделке) по двум противоположным сторонам, а также при консольных плитах толщиной не более 8; 9; 10; 11 и 12 см с коэффициентом соответственно 1,6; 1,8; 2,2; 2,8 и 4.
2. Пределы огнестойкости многопустотных и ребристых (ребрами вверх) панелей и настилов следует принимать с коэффициентом 0,9.
Таблица XVI. Пределы огнестойкости балок, ригелей, прогонов и сборных железобетонных ребристых плит (ребра вниз)
Толщина слоя бетона от нижней или от боковых граней до центра тяжести	про- дольной растянутой арматуры, мм	Толщина или наименьший размер сечения конструкции, см		Предел огнестойкости, ч, при рабочей арматуре			
			Из	высоко- прочной проволоки классов В-П, Вр-П и из арматурных прядей П-7	из стержневой арматуры классов		
				1 А-I А-П, A-1V (марки 80С), В-1	А-Пв, А-Шв, A-IV (марки 30ХГ2С)	A-III
20 35		|	6,5	0,5 0,6	0,5 0,6	0,5 0,6	0,6 0,7
20 35 50 и более		[	10	0,6 0,7 0,8	0,6 0,7 0,9	0,7 0,8 0,9	0,8 0,9 1.1
20 30 50		г 16	0,7 0,8 1,1	0.7 0,9 1.1	0,8 1 1.2	0,9 1,1 1,4
20 30 40 50 60		20 и более	0,8 1,1 1,4 1.7 2.2	0,8 1.1 1.4 1.8 2,3	0,8 1,2 1.5 1.9 2.4	1 1.3 1.8 2,3
Примечание. Пределы огнестойкости сборных железобетонных плит (ребра вниз), а также балок, ригелей и прогонов следует принимать в завн-симостн от расчетной схемы опирания: а) при свободном опирании — с коэффициентом 1; б) при защемлении (заделке) и соотношении площадей сечения арматуры над опорой и в пролете 0,25: 1; 0,5: Г, 1 :»! и 2: 1 —с коэффициентом соответственно 1,12; 1,25; 1,5 и 2,5.
Таблица XVII. Визуальное определение максимальных температур пожара
Материал	Применение	Состояние после пожара	Температура, °C
Свинец Цинк	При монтаже внутреннего водопровода. Гидроизоляционные прокладки. Стыки и соединения. Обмотки кабелей Монтаж внутреннего водопровода	Острые края закруглены или возникают затвердения в виде капель Образование капель	300. .350 400
123
Продолжение
Материал	Применение	Состояние после пожара	Темпера* тура, вС
Алюминий и его сплавы	Мелкие детали машин. Крючья. Крепления санитарно-технического оборудования. Детали строительных конструкций	Образование капель	650
Стекло литое	Остекление больших проемов. Парфюмерная посуда	Притупления углов и закругления	700.. .750
Стекло листовое	Обычное остекление. Армированное стекло	То же	800
Серебро	Детали машин. Серебряная посуда	Острые края закруглены. Затвердения в виде капель	950
Латунь Бронза Медь	Дверные ручки. Пепельницы, ложки, замки. Кольца и т. п. Оконные рамы. Звонки Электрические провода и кабели Трубы. Радиаторы. Станины машины	То же	900. . .1000 1000 1000
Чугун		Образование капель	1000. .1200
Примечание. Данные о максимальных температурах огневого воздействия по участкам здания следует принимать с учетом поправок на наличие и характер теплоотвода при пожаре.
ОГЛАВЛЕНИЕ
Стр.
Гл а I. Сопротивление железобетонных конструкций воздействию
пожаров	4
1.	Характеристика пожаров в зда*ниях ............................. 4
2.	Условия огнестойкости железобетонных конструкций	....	9
3.	Показатели сопротивления железобетонных конструкций огневому воздействию	12
Глава П. Влияние температуры на свойства материалов	17
1.	Причины изменения свойств железобетона под воздействием температуры	17
2.	Влияние	нагрева на основные свойства бетона	19
3.	Изменение свойств арматуры при	нагреве	25
4.	Влияние	температуры на свойства	железобетона	27
Глава III. Поведение железобетонных конструкций при пожаре	30
1.	Факторы, влияющие на поведение конструкций .	...........30
2.	Особенности поведения железобетонных конструк при огневом воздействии	36
3.	Совместная работа конструкций здания при пожаре	49
Глава IV Несущая способность железобетонных конструкций поврежденных огнем	51
1.	Основные положения расчета железобетонных конструкций, поврежденных при пожаре	.................. ............. 51
2.	Определение приведенного сечения неравномерно прогретого железобетонного элемента . .	....................
3.	Расчет по прочности элементов железобетонных конструкций, врожденных огнем	65
Глава V Оценка возможности повторной эксплуатации железобетонных конструкций, поврежденных огнем	71
1.	Особенности определения возможности повторной эксплуатации врежденных конструкций	................... . .	71
2.	Р1сследованпе последствий жара на железобетонные конструкции здания	  76
3.	Особенности обследования здания после пожара ...	7"
4.	Натурное освидетельствование железобетонных конструкций	я*
5.	Испытание железобетонных конструкций, поврежденных огнем	91
6.	Оценка пригодности железобетонных конструкций для повторной эксплуатации	94
Восстановление железобетонных конструкций	97
Глава VI. Примеры расчета	102
1.	Расчет остаточной несущей способности, железобетонной колонны после пожара	.....	‘02
2.	Расчет усиления колонны железобетонной обоймой	.	.	105
3.	Расчет остаточной прочности железобетонной балки, поврежденной огнем .	...	......	.	106
4.	Расчет усиления железобетонной балки, поврежденной пожаром	111
Приложение /. Список принятых обозначений	114
Приложение 2. Вспомогательные таблицы	116
Список литературы	125
Предметный указатель	126
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1.	Александровский С. В. Расчет бетонных и железобетонных конструкций на изменение температуры и влажности с учетом ползучести. М. Стройиздат, 1975. 432 с.
2.	Альтшулер Б. А. Сборные жаростойкие железобетонные конструкции. М., Стройиздат, 1976. 120 с.
3.	Бетон и железобетонные изделия. Методы испытания. И. 1 и 2. М. Изд-во стандартов, 1974. 700 с.
4.	Бойко М. Д. Диагностика повреждений и методы восстановления сплуатационных качеств здания. Л., Стройиздат, 1975. 320 с.
5.	Бушев В. П., Пчелинцев В. А., Федоренко В. С., Яковлев А. И. Огнестойкость зданий. М., Стройиздат, 1970. 260 с.
6.	Гитман Ф. Е., Олимпиев В. Г. Расчет железобетонных перекрытий на огнестойкость. М., Стройиздат, 1970. 230 с.
7.	Зенков Н. И. Строительные материалы и поведение их в условиях пожара. М., ВИПТШ МВД СССР, 1974. 175 с.
8.	Инструкция по изучению пожаров. ГУПО МВД СССР. М., 1970. 35 с.
9.	Инструкция по проектированию бетонных и железобетонных конструкций, предназначенных для работы в условиях воздействия повышенных и высоких температур. СН 482-76. М., Стройиздат, 1976, 95 с.
10.	Инструкция по расчету фактических пределов огнестойкости железобетонных строительных конструкций на основе применения ЭВМ. В НИИ ПО. М., 1975. 220 с.
11.	Лещинский М. Ю., Скрамтаев Б. Г. Испытание прочности бетона. М., Стройиздат, 1973. 270 с.
12.	Милованов А. Ф. Расчет жаростойких железобетонных конструкций. М., Стройиздат, 1975. 230 С4
13.	Некрасов К. Д., Жуков В. В., Гуляева В. Ф. Тяжелый бетон в усло-иях повышенных температур. М., Стройиздат, *1972. 128 с.
14.	Новожилов Л. А. Повреждение и разрушение железобетонных конструкций при пожаре. — В кн.: Анализ работы железобетонных конструкций в условиях эксплуатации. Вып. 1. НИИЖБ. М., 1970.
15.	Обухов Ф. В. Пожарная безопасность. М., «Недра», 1975. 190 с.
16.	Работа железобетонных конструкций при высоких температурах. Под ред. А. Ф. Милованова. М.» Стройиздат, 1972. 150 с.
17.	Рекомендации по натурным обследованиям железобетонных конструкций в условиях эксплуатации. НИИЖБ. М., 1972. 77 с.
18.	Рекомендации по усилению монолитных железобетонных конструкций зданий и сооружений, предприятий горнодобывающей промышленности. М., Стройиздат, 1974. 95 с.
19.	Ройтман М. Я. Пожарная пофилактика в строительном деле. Под ред. Стрельчука Н. А. ВИПТШ МВД СССР. М., 1975. 525 с.
20.	Руководство для проведения натурных обследований промышленных зданий и сооружений. ЦНИИ промзданий, М., 1975, 102 с.
21.	Руководство по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения). М. Стройиздат, 1977. 325 с.
22.	Руководство по проектированию предварительно-напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона. М. Стройиздат, 1977. 285 с.
ПРЕДМЕТНЫЙ УКАЗАТЕЛЬ
При пользовании предметным указателем следует иметь в виду, что в рубриках, представляющих собой сочетание прилагательного и существительного, применена инверсия. Существительное поставлено на первое место
А
Арматура круглая гладкая 26, 27, 117 — периодического профиля 26. 27, 118 — проволочная Кб — рабочая 30, 40, 47 ---- поперечная 30 ---- продольная 42
Армирование конструкций 30, 37, 85 — косвенное 47
Б
Балки двутавровые 41, 43, 44 — защемленные 42 — подстропильные 24, 33, 44 — стропильные 24, 33, 44 Бетон легкий 20 — на граните 21, 22, 23 — на известковом щебне 22, 23 — тяжелый 20, 21, 23 — ячеистый 20
В
Ведомость повреждений 82 Восстановление бетона 100 — жесткости 96, 101 — конструкций 95, 97 — прочности 95 — трещиностойкости 97 Вскрытие арматуры 86 Выгиб остаточный 74 Выкол бетона 86, 89 Выпучивание арматуры 40, 45, 46 Вырезка арматуры 89
Г
Группа возгораемости 17
Д
Дефект бетона 82 — конструкции 82 Деформация арматуры ская 88 ----предельная 27 ---- температурная 26 ---- упругая 29 — бетона общая 24 ---- пластическая 21 ----предельная 24, 59 ---- температурная 23 ----упругая 21 — необратимая 51, 52 — остаточная 15, 89 — ползучести 19, 26, 51, 87 — температурно-усадочная 23, 28 Длительность пожара натурного 68, 34 ----стандартного 7, 8 ----расчетная 6, 35, 77 ----фактическая 6, 35
126
Ж
Железобетон 16, 27 Жесткость железобетонных конструкций 13, 52, 96, 101
3
Загрузка горючая 6, 33 ---- временная 33 ----постоянная 6, 33 ---- удельная 33 Заделка трещин ’101 Закрепление концов 30, 47 Заполнение каркаса 17 Заполнители бетона 17, 23 Защитный слой бетона 33, 39, 46, 55, 86, 107 Зона горения 34
Зона интенсивности огня 34, 35
И
Изменение прочности арматурной стали 120, 25, 87, 109 ----бетона 19, 20, 21, 84, 104 Инерция тепловая 56, 103 Интеграл ошибок Гаусса 9, 55, 103, 121 Искривление элемента 53 Исправление арматуры 100 — конструкции 100 Испытание арматуры 89 — бетона 84 Испытание на огнестойкость 30, 46 — на прочность 76, 91 Исследование пожара 76
К
Картирование дефектов 82 Колонны внецентренно-сжатые 48 — гибкие 47 — двуветвевые 47, 48, 49 — двутавровые 47 — пустотелые 48 Конструкции аварийные 72 Коэффициент армирования 47, 98 — изменения прочности бетона ПО 115 ------стали 109, 1'15 — огнестойкости 141, 115„ »116, 121 — плотности бетона 55, -102 — пористости бетона 55 — приведения 62 — продольного изгиба С04, 120 — снижения эксплуатационных качеств 96, 115 — температуропроводности 23, 54, 102 — тепловой инерции 56, 103 — теплоемкости 23, 102 — теплопроводности 23, 102 — упругости бетона 23 — условий работы арматуры 25, 117 ------бетона 20, 120 Кривизна температурная 53, 54 Критерий огнестойкости И2 Критерий Фурье 55, 103
м
Массивность элемента 37, 41, 44
Мера упругости 60
Модуль деформаций 21, 59
—	обогрева сечений 44, 48
—	упругости арматуры 19, 26, 65 	бетона 22, 23. 39, 119
------после охлаждения 22, 65, 119
------при нагреве 22, П19
—	упругопластический 63
Мощность огневого воздействия 4, 16, 77
Н
Нагрев неравномерный 41, 53
Нагрузка временная 15
—	испытательная 94
—	контрольная 93
—	огневая 6, 33, 76
—	полезная 15
—	постоянная 15
Напряжение арматуры 87
—	температурное 9, 46
Несущая способность остаточная 67
Нормы противопожарные 12, 49, 78
О
Обетонирование колонн 100
Обогрев односторонний 45, 55
— двусторонний 40, 45, 55
— четырехсторонний 56
Обоймы конструктивные 101
— расчетные <101, 105
Образование трещин 11, 18, 42, 73, 82, 96
Обрушение конструкций 34, 72, 96
— колонн 49, 72
— стропильных балок 43, 72
— плит покрытия 36, 38, 49, 72
— подстропильных балок 49, 72
Обследование конструкций 76, 85
Огнестойкость железобетонных конструкций 13, 16, 37, 40, 45 — зданий 12, 16
Освидетельствование натурное 16, 78 ---зданий 16, 80 ---конструкций '19, 81, 82 ---узлов сопряжения 80 --- участков 79
Осмотр места пожара 78, 79
— конструкций 78, 79
Отжиг стали 19
Откол бетона 43, 90
Отслоение бетона 50, 82
Очаг пожара 34, 78
Оценка свойств арматуры 86 ---бетона 84, 85
П
Пережог арматуры 87, 100
Перекаливание бетона 73, 74, 84
Перемещения температурные 9, 45
Перепад температурный 24, 42, 53, 59, 62
Плотность бетона критическая 24 — теплового потока 5, 9, 33 Плиты перекрытия 32, 41 — покрытия 33
Поведение при пожаре железобетонных балок 40, 42, 45
------ колонн 45
------ плит 36
------преднапряженных элементов 88
Поверхность необогреваемая 53
—	обогреваемая 53
Пожар локальный 81
—	натурный 35, 41
— стандартный 7, 15, 45, 121
Показатели огнестойкости 14, С 6 — пожаростойкости 13, 14, 51, 52, 94
Ползучесть арматуры 19 — бетона 22 Потери преднапряжения 28, 52, 66, 82, 89 — обратимые 29
Правка арматуры 100
— железобетонных конструкций 99 Предел огнестойкости железобетонных элементов 16, 35, 122, 123 ---расчетный 46, 35
---требуемый 16
---фактический 14, 17, 35, 96, 122, 123
Предельная сжимаемость бетона 24, 59
Признаки аварийного состояния 78
—	предела огнестойкости 13
—	сильных повреждений 79
—	слабых повреждений 79
— потерн жесткости 96
---огнестойкости 94
--- прочности 97
---трещиностойкости 97
Причины обрушения 10, 49, 72
— трещинообразования 82, 83, 84
Проверка армирования 85
Прогиб допустимый 117 — остаточный 66, 74, 82, 89, 92 — чрезмерный 40, 43
Прочность бетона на растяжение 20
------сжатие 59, 63
---при нагреве 18, 19
---после охлаждения 18, 19
— конструкций 51
— остаточная изгибаемых элементов 68, 106
---сжатых элементов 66, 104
---растянутых элементов 67 — призменная 19, 20, 40, 85, 120 — сечений наклонных 70, 113 ---нормальных 68, 112 — сталей при нагреве 25, 87 ---после отжига 25, 87 — сцепления 27, 28
Р
Разрушение бетона 19, 47
— хрупкое 36, 37
Разрушение элемента взрывообразной 37, 30, 82 ---пластическое 36, 37
---при пожаре И, 14
•--хрупкое 36, 37
Раскрытие трещин 42, 46, 74
Расчет огнестойкости 58, 90
— поверочный 90. 91
— по прочности 65, 90, 94
— усиления 101, 105, 112
— температур по сечению 54, 102
— теплотехнический 102
Расширение температурное 26
Режим температурный 9, 30. 34, 76
127
Релаксация напряжений 19, 29
Ремонт конструкций 75, 98
С
Сечения критические 61
— массивные 44
— немассивные 44
Синеломкость стали 19
Случай сжатия первый 48
---- второй 48
Снижение несущей способности 15
— эксплуатационных качеств 16
Совместная работа конструкций 49, 77
Сопротивление арматуры растяжению 25
— — сжатию 25
----при нагреве 25, 66
----после отжига 25, 66
— расчетное бетона 120
— огню железобетонных конструкций 12, 16
----изгибаемых элементов 15, 38
----сжатых элементов 62
Сопряжение бетона 99
Способы восстановления 98
— усиления 98
Стадии осмотра 78
Стадия пожара начальная 7, 33, 43, 46
—, затухания 7, 33
— интенсивного горения 7, 33, 39
Сталь арматурная горячекатаная 25, 30,87
---- холоднообработанная 88
----термически упрочненная	88, 117
----упрочненная вытяжкой 33
Сталь высокопрочная 25, 88
— мягкая 19, 36
—	низколегированная 19, 88
—	твердая 96
Статический момент сечения 65
—	расчет сечения 104
Стены противопожарные 30, 31
—	самонесущие 16
Степень использования прочности бетона 59, 61, 63
—	огнестойкости 16
—	повреждения конструкции 11, 16, 51
Сцепление арматуры с бетоном 27
---- с керамзитооетоном 28
Т
Текучесть арматуры 36
Температура дегидратации 18
— нагрева арматуры критическая 19, 38, 40, 118
---бетона критическая 47, 59, 85, 103
—	на поверхности обогреваемой 49,
33
------необогреваемой 12, 15, 19
— пожара 4, 33, 77, 121
---максимальная 77, 124
---среднеобъемная 4, 33
—	сгорания 33
Техника безопасности 71, 93
Торкретирование 100
Трещины волосяные 19
—	косые 37
—	неравновесные 24
—	несквозные 84
—	сквозные 82
—	температурно-усадочные 19, 46, 82
У
Удлинение температурное 40, 54
Усадка бетона 24, 52
— железобетона 52, 53
— температурная 24. 28
— цементного камня 17, 24
Усиление конструкций 75, 98, 105,
Условия пожарной безопасности 17
Устройство обойм 101
Участок аварийных конструкций 71
—	разрушения конструкций 71
—	тяжелых повреждений 71
Ф
Фактический предел
14, 17, 39, 96, 122. 123
Ц
Целесообразность восстановления 97
Центр тяжести арматуры 39
---сечения 46, 64, 65
Шарнир пластический 36, 42, 43
Э
Эффект экономический 74. 75
Экспертиза пожаров 77, 80, 90
—	причин обрушения конструкций 77
—	состояния конструкций 90
—	технический документации 80
Элементы изгибаемые 36, 40 ,45
—	массивные 44, 62
—	немассивные 44, 62
Этапы обследования 77
Я
Ядро сечения 46, 47, 48, 103
НИКОЛАЙ АЛЕКСЕЕВИЧ ИЛЬИН
ПОСЛЕДСТВИЯ ОГНЕВОГО ВОЗДЕЙСТВИЯ НА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Редакция литературы по жилищно-коммунальному хозяйству Зав. редакцией М. К. Склярова Редактор Т. А. Горькова Мл. редактор Г. А. Морозова
Внешнее оформление художника А. А. Бекназарова
Технический редактор Т. В. Кузнецова
Корректоры Г Г Морозовская, Г А. Кравченко ИБ № 1666
Сдано в набор 30.08.78.	Подписано в печать 8.02.79
Т-03651	Формат в+ХЮв’Лз	Бумага тип. № 2.
Гарнитура «Литературная». Печать высокая. Усл. псч. л. 6.72 Уч. изд. л. 10,34
Тираж 10 000 экз. Изд. № AVI—6903. Заказ № 546 Цена 50 коп.
Стройиздат 103006, Москва, Каляевская, 23а
Подольский филиал ПО «Периодика» Союзполиграфпро.ма при Государственном комитете Совета Министров СССР по делам издательств, полиграфии и книжной торговли г. Подольск, ул. Кирова, 25