Предисловие
Введение
§ 2. Сущность и основы расчета железобетона
Раздел первый. Материалы для железобетонных конструкций
§ 4. Прочность бетона
§ 5. Деформативность бетона
Глава II. Арматура
§ 7. Ненапрягаемая арматура
§ 8. Напрягаемая арматура
Раздел второй. Расчет элементов железобетонных конструкций
§ 10. Потери предварительного напряжения арматуры
§ 11. Предварительные напряжения в арматуре и бетоне
Глава IV. Расчет по несущей способности
§ 13. Расчет прочности изгибаемых элементов по наклонным сечениям
§ 14. Центрально сжатые и центрально растянутые элементы
§ 15. Внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементы
Глава V. Расчет по деформациям, образованию и раскрытию трещин
§ 17. Расчет по образованию и раскрытию трещин
Раздел третий. Железобетонные конструкции зданий и сооружений
§ 19. Ленточные фундаменты
Глава VII. Многоэтажные железобетонные здания
§ 21. Крупнопанельные и каркасные здания
§ 22. Монолитные рамы
§ 23. Перекрытия
Глава VIII. Одноэтажные промышленные здания
§ 25. Фундаментные и обвязочные балки
§ 26. Стены
§ 27. Колонны
§ 28. Подкрановые балки
§ 29. Балки покрытий
§ 30. Фермы и арки
§ 31. Плиты и панели покрытий
§ 32. Тонкостенные пространственные покрытия
§ 33. Методика подбора сборных конструкций
Глава IX. Специальные сооружения
§ 35. Бункера и силосы
§ 36. Резервуары и водонапорные башни
§ 37. Трубы, каналы, тоннели
§ 38. Опоры
Литература
Text
                    ЖЕЛЕЗО¬
БЕТОННЫЕ
КОНСТРУКЦИИ


Ю. Н. Ищенко ЖЕЛЕЗО¬ БЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ИЗДАНИЕ ВТОРОЕ.
 ПЕРЕРАБОТАННОЕ И ДОПОЛНЕННОЕ Допущено Министерством высшего и среднего
 специального образования УССР
 в качестве учебника для учащихся
 строительных специальностей техникумов Tirnomcbeff S' Armm.
 DWG о гад ms ИЗДАТЕЛЬСТВО «ВИЩА ШКОЛА» КИЕВ — 1971
ПРЕДИСЛОВИЕ В настоящем курсе кратко освещен пере¬
 довой опыт советских ученых, инженеров-про-
 ектировщиков и производственников, работаю¬
 щих в области исследования, проектирования
 и строительства железобетонных зданий и со¬
 оружений. В отличие от первого издания, учебник ме¬
 тодически переработан, дополнен и приведен
 в соответствие с «Инструкцией по про¬
 ектированию железобетонных конструкций»*
 разработанной в развитие Строительных норм
 и правил — СНиП II-B. 1 — 62. В учебнике даны унифицированные расчет¬
 ные схемы и формулы, общие для расчетов
 сечений предварительно напряженных и обыч¬
 ных железобетонных конструкций с одиночной
 и двойной арматурой. Применяя их, учитыва¬
 ют усилия только в той арматуре, которая
 фактически есть в рассчитываемом сечении.
 В результате этого схемы и формулы упроща¬
 ются, а методика расчетов сечений конструк¬
 ций сохраняется единой. Курс железобетонных конструкций доста¬
 точно сложен. При изучении его необходима
 усвоить и уметь обосновывать основные прин¬
 ципы всех расчетов и возможных конструктив¬
 ных решений, безошибочно вычерчивать рас¬
 четные схемы сечений и выводить формулы, Э
решая уравнения равновесия ЕМ = 0, 2У = О
 и 2Z = 0. С целью облегчения расчетов реко¬
 мендуется применять разработанный автором
 ключ для определения знаков, направлений
 усилий и видов деформаций. Автор выражает надежду, что методика,
 положенная в основу учебника, даст возмож¬
 ность учащимся прочно овладеть основами
 теории проектирования железобетонных кон¬
 струкций. Указания рецензента, советы и пожелания
 преподавателей настоящего курса, данные ими
 в период работы над вторым изданием учеб¬
 ника, с благодарностью приняты автором.
ВВЕДЕНИЕ § 1. Применение железобетона в строительстве Железобетон начали применять во второй половине XIX в.
 Его появление совпало с бурным ростом промышленности и
 транспорта в разных странах мира, сопровождавшимся строи¬
 тельством большого количества фабрик и заводов, мостов и пор¬
 товых сооружений. Началом более широкого распространения железобетонных
 конструкций за рубежом и в России были 80—90-е годы XIX в.
 В этот период наряду с проектированием и строительством желе¬
 зобетонных зданий и сооружений начинаются эксперименталь¬
 ные и теоретические исследования железобетона как строитель¬
 ного материала. Первые теоретически обоснованные опыты по
 исследованию железобетонных конструкций сделали немецкие
 ученые и инженеры Вайс, Баушингер и Кенен. Последний, в
 частности, предложил метод расчета железобетонных плит.
 Французский инженер Геннебик впервые разработал и приме¬
 нил ребристые конструкции перекрытий в виде монолитно свя¬
 занных между собой балок и плит, опирающихся на несущие
 колонны. К этому времени относится формирование в общих чер¬
 тах теории расчета железобетонных конструкций по допускае¬
 мым напряжениям. В России в тот же период первые широкие испытания желе¬
 зобетонных конструкций проводили ученые Н. А. Белелюбский и
 А. С. Кудашев. На Нижегородской ярмарке в 1896 г, был построен железо¬
 бетонный мост пролетом 45 м. Это дало толчок строительству
 ряда железобетонных мостов; из железобетона стали строить
 путепроводы, трубы под насыпями, резервуары и другие соору¬
 жения. В 1904 г. в г. Николаеве был сооружен первый в мире
 железобетонный маяк высотой 36 м. Спустя четыре года русский
 инженер А. Ф. Лолейт рассчитал, сконструировал и построил
 четырехэтажное здание с безбалочными железобетонными меж¬
 дуэтажными перекрытиями. Успешно осуществлялось строительство бетонных и же¬
 лезобетонных сооружений портов и железных дорог, хотя 5
Рис. 1. Железобетонные здания и сооружения: а — интерьер промышленного здания, смонтированного из крупноразмерных
 кия из объемных элементов — блок-комнат; в — мост через Старый Днепр в
 (для сравнения изображены контуры здания МГУ, Эйфелевой башни и египетской
в железобетонных конструкций; б — монтаж зда-
 г. Запорожье; г — телевизионная башня в Москве
 пирамиды). объемы его были не¬
 значительны. Широкое распрост¬
 ранение в нашей стра¬
 не железобетон полу¬
 чил только после Вели¬
 кой Октябрьской со¬
 циалистической рево¬
 люции, когда, преодо¬
 лев разруху, советский
 народ принялся за осу¬
 ществление индустриа¬
 лизации страны. В го¬
 ды пятилеток в Совет¬
 ском Союзе разверну¬
 лось грандиозное стро¬
 ительство — у нас стро¬
 ились железобетонные
 жилые и гражданские
 здания, фабрики и за¬
 воды, мосты и тоннели,
 гидроэлектростанции и
 каналы, морские порты
 и военно-инженерные
 сооружения, наземные
 и подземные сооруже¬
 ния шахт и метропо¬
 литенов. Железобетон стал
 основным строитель¬
 ным материалом в жи-
 лищно-гражданском и
 промышленном строи¬
 тельстве. Так, если для
 одноэтажных промыш¬
 ленных зданий вначале
 применяли стальные
 конструкции, то теперь
 их основными конст¬
 руктивными элемента¬
 ми являются сборные
 железобетонные фунда¬
 менты, колонны, стено¬
 вые панели, балки, фер¬
 мы и крупноразмерные
 плиты покрытий (рис. 1 ,а). В последние годы 7
для покрытия больших пролетов все шире применяют тонкостен¬
 ные железобетонные оболочки. Многоэтажные здания вначале строили из монолитного желе¬
 зобетона в виде рам с ребристыми или безбалочными перекры¬
 тиями. Сейчас промышленные и жилищно-гражданские много¬
 этажные здания возводят из изготовляемых на заводах железо¬
 бетонных изделий (ЖБИ) сборных фундаментов, стоек (ко¬
 лонн), ригелей, стеновых панелей и плит перекрытий. Нередко
 сборный железобетон сочетают с монолитными бутобетонными
 фундаментами и кирпичными стенами. Наиболее индустриальным является монтаж жилых зданий
 и бытовых помещений промышленных зданий из объемных цель¬
 ноформованных блок-комнат или блок-квартир (рис. 1,6). Блок-
 комнаты с внутренней отделкой изготовляют на специализиро¬
 ванных технологических линиях заводов ЖБИ. Еще в годы первых пятилеток в нашей стране больших объе¬
 мов достигло гидротехническое строительство. Был сооружен
 ряд гидроэлектростанций, в том числе самая крупная из них —
 Днепрогэс. После Великой Отечественной войны у нас воздвиг¬
 нуты крупнейшие в мире Волжская, Братская и Красноярская
 ГЭС. Здания гидроэлектростанций, плотины, шлюзы, каналы и
 другие гидротехнические сооружения выполнены из монолитно¬
 го бетона и железобетона. В СССР построено множество различных по величине и кон¬
 структивным решениям мостов из монолитного и сборного желе¬
 зобетона. Выдающийся пример советского мостостроения — мост
 пролетом 228 м через Старый Днепр в г. Запорожье (рис. 1,в),
 решенный в виде железобетонного свода с двухъярусными рама¬
 ми сверху. Уникальным сооружением является построенная в Москве
 в 1967 г. телевизионная башня высотой 537 м (рис. 1,г). Башня
 состоит из фундамента, железобетонных оболочек и стальной
 трубчатой оболочки для крепления антенн. Широкому распространению железобетона способствовали
 выдающиеся достижения советской науки и техники в области
 теории расчетов и технологии изготовления железобетонных кон¬
 струкций, работы отечественных ученых А. Ф. Лолейта,
 А. А. Гвоздева, П. Л. Пастернака, В. В. Михайлова, В. М. Кел¬
 дыша, В. И. Мурашева и др. В СССР успешно работают многие научно-исследовательские
 и проектные институты, в которых проводится эксперименталь¬
 ное изучение и теоретическая разработка вопросов изготовления
 и применения железобетонных конструкций. Ведущими цент¬
 рами в области исследования и внедрения железобетона в стро¬
 ительство являются НИИЖБ и ЦНИИПромзданий Госстроя
 СССР. В результате совместной работы большого отряда ученых 8
и производственников в нашей стране разработаны самые пере¬
 довые в'мире Строительные нормы и правила (СНиП), спроек¬
 тированы и внедрены в строительство индустриальные сборные
 и предварительно напряженные железобетонные конструкции,
 принят новый метод расчета строительных конструкций по рас¬
 четным предельным состояниям. Развернутой программой создания индустриальной базы для
 производства и монтажа сборного железобетона явилось Поста¬
 новление ЦК КПСС и Совета Министров СССР от 19 августа
 1954 г. «О развитии производства сборных железобетонных кон¬
 струкций и деталей для строительства». По всей нашей стране создана густая сеть механизированных
 и автоматизированных заводов и полигонов сборных железобе¬
 тонных конструкций, в том числе крупных — производительно¬
 стью свыше 200 тыс. м3 железобетона в год. Строительная инду¬
 стрия оснащена мощными подъемно-транспортными средствами:
 железнодорожными кранами грузоподъемностью до 120 г, ба¬
 шенными кранами грузоподъемностью до 40 г и многими дру¬
 гими. Результатом этого стал переход на укрупнение сборных же¬
 лезобетонных элементов и применение тяжелых пространствен¬
 ных конструкций; производство сборного железобетона еще в
 1970 г. превысило 83 млн. м3 против 3,1 млн. м3 в 1954 г. Таким
 образом, за 16 лет изготовление и применение сборных железо¬
 бетонных конструкций увеличилось в 27 раз и Советский Союз
 в этой отрасли занял первое место в мире. Непрерывное и всестороннее развитие строительной индуст¬
 рии в нашей стране, базирующееся на высокоразвитой технике,
 способствует невиданному размаху капитального строительства,
 созданию материально-технической базы коммунистического об¬
 щества. § 2. Сущность и основы расчета железобетона
 СОВМЕСТНАЯ РАБОТА БЕТОНА И СТАЛИ Железобетон состоит из бетона и стальной арматуры, рабо¬
 тающих в конструкциях как одно целое. Бетон хорошо сопротивляется сжатию, но в 10—15 раз сла¬
 бее работает при растяжении. Поэтому в растянутой зоне желе¬
 зобетонных конструкций укладывают стальную арматуру, вос¬
 принимающую возникающие здесь усилия. Сжимающие усилия
 сжатой зоны воспринимает сам бетон; нередко сжатую зону бе¬
 тона также усиливают арматурой. Изгибаемая балка (рис. 2), свободно лежащая на двух опо¬
 рах, выше нейтрального слоя испытывает сжатие, а ниже— рас¬ 9
тяжение. Если балка бетонная (см. рис. 2, а), то она имеет очень
 малую несущую способность: бетон растянутой зоны быстро раз¬
 рушается, а высокое сопротивление бетона сжатой зоны практи¬
 чески здесь не используется. Если в растянутой зоне уложить
 стальную арматуру (см. рис. 2, б), то несущая способность такой
 железобетонной балки увеличится почти в 20 раз по сравнению
 с бетонной балкой тех же размеров; прочность бетона в железо¬
 бетонной балке используется полностью. шт V/77777 5 77/7^77, >20Р Рис. 2. Схема работы изгибаемых элементов: а — бетонного; б — железобетонного с обычным армиро¬
 ванием; в — железобетонного с предварительно напря¬
 женной арматурой; 1 — нейтральный слой; 2 — сжатая
 зона; 3 — растянутая зона; 4 — трещины; 5 — обычная
 арматура; 6 — напряженная арматура* Чтобы предупредить преждевременное появление трещин и
 увеличить несущую способность конструкции, применяют пред¬
 варительно напряженный железобетон. В этом случае натягиваемая до загрузки конструкции арма¬
 тура вызывает в бетоне напряжения, обратные по знаку тем на¬
 пряжениям, которые будут возникать от внешней нагрузки в пе¬
 риод эксплуатации конструкции (см. рис. 2, в). Применение предварительно напряженного железобетона
 дает возможность рационально использовать высокопрочные бе¬
 тоны и стали, достичь экономии металла, уменьшить вес конст¬
 рукций, увеличить их жесткость и срок службы. Однако самым
 главным преимуществом предварительно напряженных конструк¬
 ций является гарантированная расчетом безопасность против
 преждевременного появления трещин. 10
Совместная работа бетона и стальной арматуры обеспечи¬
 вается взаимовыгодным сочетанием основных физико-механи¬
 ческих свойств этих материалов: 1) при твердении бетон прочно сцепляется с арматурой,
 вследствие чего под нагрузкой оба материала работают сов¬
 местно; 2) бетон, имеющий достаточное содержание цемента, надеж¬
 но защищает арматуру от коррозии и предохраняет ее от воз¬
 действия огня; 3) бетон и сталь имеют почти одинаковые коэффициенты
 линейного расширения а, поэтому колебания температуры в пре¬
 делах 100° С не нарушают прочности сцепления бетона с арма¬
 турой (для стали а = 0,000012, для бетона а = 0,000010-т-
 -т-0,000015). По сравнению с другими строительными материалами желе¬
 зобетон имеет ряд преимуществ, которые и обеспечили его широ¬
 кое распространение в строительстве. Благодаря высоким меха¬
 ническим свойствам железобетон оказывает значительное сопро¬
 тивление статическим и динамическим нагрузкам, он долговечен,
 огнестоек, сейсмоустойчив и хорошо сопротивляется атмосфер¬
 ным воздействиям. Для изготовления железобетонных конструк¬
 ций в большом количестве применяются местные материалы —
 песок, щебень и гравий, что уменьшает объемы перевозок и сни¬
 жает стоимость строительства. На содержание и ремонт желе¬
 зобетонных зданий и сооружений в период эксплуатации требу¬
 ются незначительные средства, что также является преимущест¬
 вом-этого материала. К недостаткам железобетона относится большой собственный
 вес конструкций, их повышенная теплопроводность и значитель¬
 ная звукопроводность, что вынуждает увеличивать объемы, ус¬
 ложняет производство строительно-монтажных работ и вызывает
 дополнительные затраты на устройство тепло- и звукоизоляции.
 Кроме того, для производства железобетона требуется специаль¬
 ное оборудование, квалифицированные рабочие и особо строгий
 технический надзор, так как после бетонирования уже невозмож¬
 но проверить фактическую прочность бетона и проектное распо¬
 ложение арматуры. Вследствие усадки бетона или перенапряжений в конструк¬
 циях могут появиться незаметные трещины и отслоения бетона,
 которые впрочем, не нарушают общей монолитности железобе¬
 тонной конструкции в целом. Недостаток железобетона — большой собственный вес — час¬
 тично устраняется применением пустотелых и тонкостенных
 предварительно напряженных сборных железобетонных конст¬
 рукций. 11
2. ОСНОВЫ РАСЧЕТОВ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ Вначале железобетонные конструкции рассчитывали по допус¬
 каемым напряжениям, учитывая упругую работу железобетона
 С 1938 г. в СССР был введен метод расчетов по разрушающим
 усилиям. Этот метод более правильно отражал работу железо¬
 бетонных элементов, он учитывал пластические свойства матери¬
 алов и коэффициент запаса прочности конструкций. С 1955 г. в СССР расчет всех строительных конструкций и
 оснований фундаментов производится по расчетным предельным
 состояниям. Предельными называются такие состояния, при которых кон¬
 струкции или основания фундаментов перестают удовлетворять
 предъявляемым к ним требованиям, теряют способность сопро¬
 тивляться внешним воздействиям, получают недопустимые дефор¬
 мации или повреждения. Получаемые по расчету величины уси¬
 лий, деформаций или трещин достигают предельных значений.
 Новый метод является дальнейшим развитием расчета по раз¬
 рушающим усилиям, но вместо одного он учитывает целую си¬
 стему коэффициентов запаса прочности, которые, разумеется,
 более точно отражают изменчивость и отклонения фактических
 нагрузок, прочности материалов, условий работы и ряда других
 факторов от их нормативных значений. Коэффициент перегрузки п учитывает возможные отклонения
 нагрузок от их нормативных значений. Эти отклонения мо¬
 гут быть следствием изменчивости нагрузок либо отступле¬
 ний от условий нормальной эксплуатации зданий и соору¬
 жений. Коэффициент однородности материалов k учитывает возмож¬
 ные отклонения сопротивления материалов по сравнению с их
 нормативными значениями. Эти отклонения бывают в результате
 изменчивости механических свойств материалов, имеющих неод¬
 нородную структуру. Коэффициент условий работы m учитывает особенности рабо¬
 ты материалов, конструкций, их элементов и соединений, а так¬
 же зданий и сооружений в целом. Коэффициенты п, /г, m установлены на основании многочис¬
 ленных лабораторных испытаний, учитывающих фактические
 условия работы конструкций при строительстве и эксплуатации
 зданий и сооружений. Железобетонные конструкции рассчитывают по трем пре¬
 дельным состояниям: первое — по несущей способности (прочности, устойчивости,
 выносливости ); второе— по деформациям (прогибам, перемещениям, колеба¬
 ниям); третье— по образованию и раскрытию трещин. №
Расчетами необходимо доказать, что в рассматриваемой кон¬
 струкции не наступит ни одно из указанных предельных состоя¬
 ний. По первому и третьему предельным состояниям рассчиты¬
 вают железобетонные конструкции для стадии изготовления,,
 транспортировки, монтажа и эксплуатации, по второму — толь¬
 ко для стадии эксплуатации. Сборномонолитные конструкции
 рассчитывают по второму предельному состоянию также и для
 стадии монтажа. Расчет по первому предельному состоянию — по несущей спо¬
 собности (прочности, устойчивости, выносливости) производят,
 доказывая или решая условие прочности: максимальное расчет¬
 ное усилие N не должно превышать минимальной несущей спо¬
 собности конструкции Ф М<Ф, (1) где N — максимальное расчетное усилие (продольная сила, из¬
 гибающий момент и т. п.) в рассматриваемом элементе
 конструкции; Ф — минимальная несущая способность конструкции, т. е.
 усилие, которое может быть воспринято сечением желе¬
 зобетонного элемента в предельном состоянии. Ф определяется как функция геометрических характеристик сечения 5, нормативных сопротивлений бетона RI и арматуры RI, коэффициентов однородности kб и &а этих материалов и коэф¬
 фициентов условий работы бетона те, арматуры та и всего
 элемента конструкции т. -Этот расчет (по первому предельному состоянию) выполняют
 для всех конструкций. Конструкции, находящиеся под воздей¬
 ствием многократно повторяющейся подвижной или пульсирую¬
 щей нагрузки (подкрановые балки, шпалы и т. п.) рассчитыва¬
 ют кроме того на выносливость. По первому предельному состоя¬
 нию железобетонные конструкции рассчитывают с учетом плас¬
 тических деформаций бетона и арматуры и наличия трещин в
 растянутом бетоне. Расчет по второму предельному состоянию — по деформаци¬
 ям (прогибам, перемещениям, колебаниям) производят, доказы¬
 вая или решая условие жесткости: максимальные деформации
 или перемещения А не должны превышать их предельных зна¬
 чений f, установленных нормами: А < Л (2) где А — деформация или перемещение, определяемое как функ¬
 ция геометрических характеристик конструкции, меха¬
 нических свойств материалов и нормативных нагру¬
 зок; / — предельная величина деформации или перемещения. 13
Этот расчет (по второму предельному состоянию) выполняют
 только для тех конструкций, чрезмерная величина деформации
 которых может ограничить их эксплуатацию (например, балок
 перекрытий и др.). Расчет по третьему предельному состоянию — по образова¬
 нию и раскрытию трещин — производят, доказывая или решая
 условие трещиностойкости: ширина раскрытия трещин ат не
 должна превышать их предельного значения ^тпред: Ят ^ ^пред. (3) Этот расчет (по третьему предельному состоянию) выполня¬
 ют только для тех конструкций, в которых не допускается обра¬
 зование трещин или ограничивается их раскрытие (например,
 для некоторых предварительно напряженных конструкций; для
 сооружений, воспринимающих давление газов, жидкостей, сыпу¬
 чих тел, а также подвергающихся воздействию агрессивной
 среды). По степени опасности образования трещин предварительно
 напряженные конструкции подразделяются на три категории
 трещиностойкости: 1 категория — конструкции, к которым предъявляются
 требования непроницаемости, например напорные трубы, резер¬
 вуары и т. п. 2 категория — конструкции, к которым не предъявляют
 требований по непроницаемости, но которые находятся под воз¬
 действием агрессивной среды или многократно повторяющейся
 нагрузки и при этом подлежат расчету на выносливость, либо
 запроектированы с напрягаемой арматурой, имеющей Rl >
 > 10000 кгс/см2, а также находящиеся на открытом воздухе и
 работающие на знакопеременную нагрузку. 3 категория — все другие конструкции. 3. НАГРУЗКИ И ИХ СОЧЕТАНИЕ Внешние воздействия на конструкции зданий и сооружений
 состоят из постоянных и временных нагрузок. К постоянным на¬
 грузкам относится собственный вес конструкций, воздействие
 предварительного напряжения, давление грунтов. Времен¬
 ные нагрузки делятся на длительные , кратковременные и
 особые. К длительным временным нагрузкам относятся нагрузки,
 действующие на перекрытия складов, книгохранилищ, холодиль¬
 ников; вес стационарного оборудования; давление газов, жидко¬
 стей, сыпучих тел и др. К кратковременным нагрузкам относится вес снега, давле¬ 14
ние ветра, воздействие подвижного подъемно-транспортного обо¬
 рудования, вес людей и мебели в жилых и общественных зда¬
 ниях, усилия, возникающие при перевозке и монтаже конструк¬
 ций, и др. Особые временные нагрузки возникают вследствие сейсми¬
 ческих воздействий, поломок оборудования, просадок основа¬
 ний и т. п. В расчетах конструкций и их элементов учитывают сочетание
 нагрузок и воздействий в наиболее невыгодных комбинациях
 для отдельных элементов и сооружения в целом. Существуют
 три вида сочетания нагрузок: основные, дополнительные и осо¬
 бые. Основные сочетания состоят из постоянных и временных дли¬
 тельных нагрузок, либо из одной только кратковременной. До¬
 полнительные сочетания включают в себя постоянные, времен¬
 ные длительные и кратковременные нагрузки при числе послед¬
 них не менее двух. В особые сочетания, кроме всех других»
 входят особые нагрузки. В расчетах с учетом дополнительных
 сочетаний кратковременные нагрузки умножают на коэффици¬
 ент 0,9, а с учетом особых сочетаний — на 0,8. Расчетные нагрузки N определяют, суммируя произведения
 нормативных нагрузок NH на соответствующие коэффициенты
 перегрузки п: N = У NHn. (4) Нормативными нагрузками называются установленные нор¬
 мами наибольшие величины внешних воздействий, допускаемых
 при нормальной эксплуатации конструкций. Коэффициенты пере¬
 грузки п учитывают допускаемую степень (опасность) превыше¬
 ния нормативных значений нагрузок. В расчетах по первому предельному состоянию (кроме расче¬
 тов на выносливость) учитывают расчетные нагрузки. В расче¬
 тах по второму и третьему предельным состояниям, а также
 в расчетах на выносливость, учитывают нормативные нагруз¬
 ки. В расчетах по третьему предельному состоянию иногда
 учитывают расчетные нагрузки (см. СНиП II-B. 1—62,
 табл. 10). Постоянные нагрузки определяют по фактическому весу;
 временные нагрузки и коэффициенты перегрузки берут в
 табл. 1. Сумму временных нагрузок, приведенных в п. 1 и 2 табл. 1,
 при расчете главных балок и ригелей, расположенных на рас¬
 стоянии не менее 5 м, разрешается умножать на коэффи¬
 циент 0,9, а при расчете колонн, стен, фундаментов и основа¬
 ний — на коэффициент 0,9—0,5, в зависимости от числа пере- 15
Таблица 1 Значение нормативных нагрузок на перекрытия н
 коэффициентов перегрузки № п.п Назначение зданий и помещений Нормативные
 нагрузки Na,
 кгс/м* Коэффи¬
 циенты пе¬
 регрузки
 п 1 Квартиры, комнаты детских садов и яслей, спаль¬
 ные комнаты школ-интернатов и домов отдыха,
 палаты санаториев, больниц 150 1.4 2 Комнаты общежитий, гостиниц, научных и адми¬
 нистративных учреждений, бытовые помещения
 промышленных предприятий, классные комнаты,
 читальные залы 1 200 1,4 3 Вестибюли, коридоры и лестницы зданий, ука¬
 занных в п. 1 и 2 (кроме учебных заведений) . 300 1,3 4 Аудитории; залы столовых, кафе, ресторанов . 300 1.3 5 Залы учебных заведений, административных и
 научных учреждений, вокзалов, театров, кино, клу¬
 бов; концертные и спортивные залы • . 400 1,3 6 Торговые залы магазинов, музеи, выставочные
 залы, павильоны не менее
 400 1,3 7 Книгохранилища, архивы, трибуны для стоящих
 зрителей, сцены зрелищных предприятий .... не менее
 500 1.2 8 Вестибюли, коридоры и лестницы столовых,
 кафе ресторанов, учебных заведений, вокзалов
 театров, кино, клубов, концертных и спортивных
 залов, магазинов, музеев, выставочных залов . . 400 1.3 9 Коридоры и лестницы трибун всех видов . . . 500 1.2 10 Чердачные помещения (дополнительно к весу
 оборудования) 75 1.4 11 Террасы и плоские покрытия: для отдыха, наблюдений и т. п. с незна¬
 чительным скоплением людей где возможно большое скопление людей,
 выходящих из производственных помещений,
 аудиторий, залов и др 200 400 1.4 1.3 16
Прод о л ж е н ие та б л. 1 №
 п. п Назначение зданий и помещений Нормативные нагрузки NH, кгс/м2 Коэффи¬
 циенты пе¬
 регрузки
 п 12 Балконы 400 1,3 13 Специальные и подсобные помещения жилых
 и общественных зданий, спецкабинеты лечебных
 заведений, лаборатории, кухни предприятий об¬
 щественного питания, технические этажи .... не менее
 200 по СНиП 14 Основные помещения производственных зданий см. СНиП II.A.11— —62. 15 Склады и помещения для хранения материалов
 и изделий не менее
 400 1,3 16 Сельскохозяйственные помещения: для мелкого скота для крупного скота 200 500 1,4 1,2 17 Собственный вес строительных конструкций . . по весу 1,1 18 Теплоизоляционные и звукоизоляционные изде¬
 лия, засыпка, выравнивающий слой, кровельная
 стяжка, штукатурка, а также собственный вес
 стационарного оборудования по весу 1,2 крытий, расположенных выше рассчитываемого сечения конст¬
 рукции: Число перекрытий 1 2 3 4 5 6 7 8 9 и более Коэффициент снижения . . . 0,900,85 0,80 0,75 0,700,65 0,60 0,55 0,50 Нормативную рп и расчетную р снеговые нагрузки
 на 1 м2 площади горизонтальной проекции покрытия определяют
 по формулам: Р" = P<fi, (5) р = р„сп, (6) где ро — вес снегового покрова, принимаемый в зависимости от
 района: Район СССР I II III IV V VI Вес снега 50 70 100 150 200 250 с — коэффициент, принимаемый по СНиП И-А. 11—62,
 в зависимости от профиля покрытия;
 п — коэффициент перегрузки для снеговых нагрузок, при¬
 нимаемый равным 1,4, ^ 17
Нормативную qn и расчетную q ветровые нагрузки
 принимают нормальными к поверхности здания, сооружения и
 вычисляют по формулам: Яя = <7<А
 q = q Qptiy где qo — скоростной напор ветра, кгс/м2\ с — аэродинамический коэффициент (с и qo берут в
 СНиП 11-АЛ1— 62);
 п — коэффициент перегрузки для ветровых нагрузок, при¬
 нимаемый равным 1,2. (7) (8)
РАЗДЕЛ ПЕРВЫЙ
 МАТЕРИАЛЫ ДЛЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ Глава I
 БЕТОН § 3. Состав и структура бетона I. ВЯЖУЩИЕ Бетон — искусственный камень, получаемый в результате
 затвердения смеси, состоящей из вяжущего, заполнителей и во¬
 ды. Свойства составляющих колеблются в широких пределах,
 поэтому и характеристики бетонов весьма разнообразны. Вяжущими для приготовления бетона служат гидравлические
 цементы, затвердевающие как на воздухе, так и под водой. Для приготовления цементных бетонов применяют портланд¬
 цемент, шлакопортландцемент, пуццолановый и песчанистый
 портландцементы, глиноземистый и сульфатно-шлаковый це¬
 менты. В зависимости от прочности при сжатии цементы имеют мар¬
 ки 300, 400, 500, 600 и 700. Для железобетонных конструкций
 рекомендуется применять марку цемента на 200—250 выше тре¬
 буемой марки бетона. Использование цемента того или другого вида зависит от
 методов изготовления изделий и предполагаемых условий экс¬
 плуатации конструкций. При изготовлении бетонов, к которым предъявляются в ос¬
 новном требования прочности, применяют портландцемент. Для
 всех гидротехнических и подземных сооружений, и также для
 водонепроницаемых или находящихся в условиях повышенной
 влажности конструкций в качестве вяжущего рекомендуется
 пуццолановый портландцемент. В тех случаях, когда в короткие сроки надо получить бетон
 проектной прочности, применяют быстротвердеющий глиноземис¬
 тый цемент. В менее ответственных сооружениях и для конст¬
 рукций горячих цехов используют шлакопортландцемент. Для сборных железобетонных конструкций, при изготовле¬
 нии не подвергающихся тепловой обработке, используют высо¬
 копрочные быстротвердеющие цементы, а при условии тепло¬
 влажностной обработки изделий — пуццолановый портланд¬
 цемент или шлакопортландцемент. 19
Чтобы бетон был достаточно плотным, он должен содержать
 не менее 225—275 кг цемента на 1 м3 железобетона. 2. ОБЪЕМНЫЙ ВЕС И ЗАПОЛНИТЕЛИ БЕТОНА Для железобетонных конструкций применяют тяжелый или
 легкий бетоны. Тяжелый бетон имеет объемный вес 1800 кгс1м3 и более, лег-
 кий — менее 1800 кгс$мъ\ обычный вибрированный железобетон
 на гравии или щебне — 2500 кгс/м3, а бетон — 2400 кгс/м3. Объемный вес железобетона при армировании не более 3%
 принимают на 100 кг больше объемного веса применяемого бе¬
 тона. Заполнители, входящие в состав бетона, делятся на
 крупные и мелкие. Для обычного тяжелого бетона крупным за¬
 полнителем служит щебень или гравий из твердых, прочных и
 устойчивых во времени горных пород, а мелким заполнителем —
 природный кварцевый и полевошпатный песок. Заполнители должны быть чистыми. Глинистые, пылеватые,
 гумусовые и другие примеси уменьшают сцепление вяжущих
 с заполнителями. Заполнители, имеющие шероховатую поверх¬
 ность, способствуют лучшему сцеплению с цементом и обеспе¬
 чивают большую прочность бетона. Желательно применять мест¬
 ные заполнители, что исключает транспортные расходы и значи¬
 тельно снижает стоимость конструкций. Зерна инертных заполнителей должны быть различной вели¬
 чины (крупности), чтобы пустоты между крупными частицами
 заполняли более мелкие. Оптимальный гранулометрический со¬
 став заполнителей создают подбором, что дает возможность по¬
 лучить бетон згданной марки при максимальной плотности и ми¬
 нимальном расходе вяжущего на единицу объема. В зависимости от размеров зерен гравий и щебень делятся
 на фракции: 3—10 мм, 10—20, 20—40 и 40—70 мм. Крупный
 заполнитель может состоять из одной, двух или трех фракций,
 при этом предельный размер зерен гравия или щебня не дол¬
 жен превышать: для тонкостенных, пустотелых и ребристых изде¬
 лий с размерами стенок,полок, ребер не менее
 25 мм или изделий с многорядной проволочной
 арматурой ............... ..10 AtA€ для изделий с размерами стенок, полок, ребер не
 менее 40 мм с расстояниями между стержнями арматуры более 15 мм 20 мм для балок, колонн и других малоармированных изделий простых очертаний • 40 мм для фундаментных блоков, бетонных и крупно¬
 размерных изделий и конструкций 70 мм 20
Для изготовления легких бетонов применяют легкие порис¬
 тые заполнители естественного и искусственного происхождения,
 обладающие достаточной механической прочностью. Естествен¬
 ными материалами, из которых получают легкий щебень и песок*
 являются вулканические туфы, лава, пемза, ракушечник и дру¬
 гие; искусственные — каменноугольные, вторичные и доменные
 гранулированные шлаки, термозит, керамзит и т. п. Чтобы получить ячеистые бетоны, используют цемент, из¬
 весть и их смеси, к которым добавляют в качестве заполнителя
 молотый кварцевый песок. 3. ВОДА И ВОДОЦЕМЕНТНОЕ ОТНОШЕНИЕ Вода, употребляемая для затворения бетона, не должна со¬
 держать масел, кислот, щелочей и других примесей, могущих
 оказать на бетон вредное воздействие. Обычно для приготовле¬
 ния бетона применяют водопроводную воду. Отношение веса воды к весу цемента называется водоцемент¬
 ным отношением — В/Ц. Бетонные смеси бывают жесткие
 с В/Ц = 0,3 -г- 0,4 и пластичные с В/Ц = 0,5-г-0,7. Количество
 воды, вступающее в химическое соединение с цементом, не пре¬
 вышает 20% веса цемента, т. е. В/Ц < 0,2. Избыточная вода
 снижает прочность бетона. Однако для обеспечения удобоукла-
 дываемости бетонной смеси принимают В/Ц > 0,2. Жесткие бе¬
 тонные смеси обычно применяют в условиях заводского изготов¬
 ления сборных железобетонных конструкций. При использовании
 жестких бетонных смесей с малым водоцементным отношением
 и уплотнении вибропрессованием или вибрированием под гру¬
 зом с последующим пропариванием изделий (или без него), по¬
 вышается прочность бетона, уменьшается расход цемента и со¬
 кращаются сроки твердения конструкций в формах. 4. СТРУКТУРА БЕТОНА После затворения сухой бетонной смеси водой образуется
 цементное тесто, обволакивающее зерна заполнителей, и проис¬
 ходит химическая реакция разложения цемента. Получившиеся
 соединения минералов цемента с водой образуют студнеобраз¬
 ный цементный клей — гель, а небольшая их часть выделяется
 в виде кристаллов. С течением времени гель постепенно густеет и уменьшается
 в объеме, а его массу пронизывают кристаллообразования. В ре¬
 зультате этого образуется твердый кристаллический сросток,
 цементное тесто превращается в цементный камень, и бетонная
 смесь становится монолитом. Избыточная вода разбавляет гель
 и заполняет поры твердеющего бетона, а затем она медленно 21
испаряется и частично вступает в химическое соединение с еше
 неразложившимися зернами цемента. Таким образом, цементный камень имеет неоднородную
 структуру: он состоит из упругого кристаллического сростка и
 заполняющей его вязкой массы — геля. Тем более неоднородна
 структура бетона, состоящего из зерен песка и щебня различной
 крупности и формы, соединенных в одно целое цементным кам¬
 нем. Кроме того, бетон имеет большое количество микропор и
 капилляров, заполненных химически несвязанной водой, водя-
 еыми парами и воздухом. § 4. Прочность бетона 1. ПРОЧНОСТЬ ПРИ СЖАТИИ Прочность бетона зависит от характеристик цемента и запол¬
 нителей, его состава, водоцементного отношения, способа уклад¬
 ки, условий твердения и возраста. Основной характеристикой
 бетона является его проектная марка по прочности на сжатие.
 Для краткости проектную марку бетона по прочности на сжа¬
 тие называют маркой бетона. Марка бетона— предел прочности (временное сопротивле¬
 ние), в кгс/см2 при сжатии бетонных кубиков с размерами ребер
 200 мм в возрасте, установленном ГОСТом или ТУ (например,
 для монолитных конструкций — в возрасте 28 суток). По прочности на сжатие установлены: марки тяжелых бетонов — 100, 150, 200, 300, 400, 500, 600 кгс/см2\ марки легких бетонов 35, 50, 75, 100, 150, 200, 250,
 300, 350 и 400 кгс1см2. Марку бетона назначают в зависимости от вида конструкции,
 характера напряженного состояния, способа армирования и тех¬
 нико-экономических расчетов. Для обычных железобетонных
 конструкций применяют тяжелый бетон марки не ниже 150, для
 предварительно напряженных — не ниже 200. Для изгибаемых
 элементов из обычного железобетона рекомендуется применять
 тяжелый бетон марки 200, для колонн — 300, предварительно
 напряженных конструкций — 400—500. Рабочие швы, пазы, гнезда, зазоры заделывают бетоном мар¬
 ки не ниже 150; для инъектирования каналов применяют рас¬
 твор марки не ниже 300. После затворения сухой бетонной смеси водой происходит
 быстрое, особенно в первые дни, нарастание прочности бетона,
 а затем этот процесс медленно затухает (рис. 3). Чтобы полу¬
 чить максимальную прочность бетона, необходимо обеспечить
 требуемую температурно-влажностную среду на период его 22
твердения. Наиболее благоприятными условиями твердения
 бетона являются относительная влажность 90—100% и темпе¬
 ратура 15—25°. При повышении температуры и влажности про¬
 цесс твердения ускоряется, при уменьшении — замедляется.
 Если бетон раннего возраста заморозить, нарастание его проч¬
 ности прекращается, а после оттаивания снижается его способ¬
 ность к дальнейшему приобретению проч¬
 ности. В бетоне, находя¬
 щемся во влажной сре¬
 де, постепенное нарас¬
 тание прочности про¬
 должается более 10—
 20 лет. При этом проч¬
 ность бетона увеличи- Нин2С/смг ш 6Z боды j j i в% боды ! 1 ' Возраст бетонных кцбикоб 4 6 Шт 28дней 1год 2 вается В 2,5 3 раза В рис 3 График нарастания прочности бетона
 сравнении с его мар- во времени: КОЙ. ЕСЛИ Же беТОН хра- / — при влажном хранении; 2 — при сухом хранении. нится 7 дней во влаж¬
 ной среде, а затем в ес¬
 тественной, то нарастание его прочности прекращается примерно
 через год (см. рис. 3). Скорость твердения бетона зависит от минералогического
 состава и тонкости помола цемента, вида заполнителей, водо¬
 цементного отношения, влажности и тепловой среды. Для сокра¬
 щения сроков твердения применяются быстротвердеющие цемен¬
 ты, жесткие смеси, пропаривание, сухой обогрев и т. п. Все это
 повышает прочность бетона. Прочность бетона возрастает с уменьшением водоцементного
 отношения и увеличением плотности смеси. Поэтому необходимо
 подбирать оптимальный гранулометрический состав заполните¬
 лей и В/Ц. Нормативным сопротивлением бетона RB в случае осевого сжатия является призменная прочность R*P , которая определя¬
 ется по эмпирическим формулам в зависимости от марки бетона.
 Для бетонов марки не более 300 dh 1300+ян Апр — Ян; (9) 1450 + 3Я н для бетонов более высоких марок Rn р = 0,77?". (9а) Под анкерами и опорными частями балок, прогонов, ферм,
 арок давление передается только на часть площади, вследствие
 чего происходит местное сжатие (смятие) бетона. При местном
 сжатии ненагруженная часть бетона препятствует поперечным 23
деформациям, в результате чего повышается прочность бетона
 «а смятие R ?м ; она определяется по формуле еде Fсм — площадь смятия; F—площадь всего сечения элемента, на который
 передается нагрузка. Прочность бетона при растяжении в основном зависит от
 прочности на растяжение цементного камня и его сцепления с
 зернами заполнителя. Кроме того, на прочность бетона при рас¬
 тяжении оказывают существенное влияние те же факторы, кото¬
 рые влияют на его прочность при сжатии. Прочность бетона при растяжении повышают, увеличивая его
 плотность надлежащим подбором состава и применением высо¬
 копрочных цементов, а также тщательным уплотнением — виб¬
 рированием, виброштампованием, вакуумированием, центрифу¬
 гированием. По прочности на растяжение для бетона установлены марки
 Р11, Р15, Р18, Р20, Р23, Р27, Р31, Р35 кгс/см* Нормативным сопротивлением бетона в случае растяжения
 Z?jj является его предел прочности при растяжении, который определяется в зависимости от прочности бетона при сжатии по
 •формуле «p-tVTF*- <"> Нормативные и расчетные сопротивления бетона при растя¬
 жении /?|[ значительно меньше, чем при сжатии Rn* и (см. табл. 2). Предельная растяжимость бетона 0,1—0,15 мм на 1 м. Изгибаемый бетонный элемент (например, балка) разруша¬
 ется из-за потери бетоном прочности у края растянутой зоны,
 где первая же трещина приводит к разрушению элемента, так
 как рабочая высота его сечения и сопротивление под действием
 нагрузки резко уменьшаются. При разрушении сжатой зоны бетона изгибаемого железобе¬
 тонного элемента (см. рис. 2) менее напряженные волокна у ней¬
 тральной оси, подобно местному сжатию, препятствуют свобод¬
 ным деформациям более напряженной сжатой зоны, в резуль¬ (10) 2. ПРОЧНОСТЬ ПРИ РАСТЯЖЕНИИ 3. ПРОЧНОСТЬ ПРИ ИЗГИБЕ 24
тате чего предел прочности бетона на сжатие при изгибе
 больше его призменной прочности при осевом сжатии. Нормативное сопротивление бетона на сжатие при изгибе i?JJ определяют в зависимости от его призменной прочности по эм¬
 пирической формуле /Я=1,25д;р. (12) 4. ПРОЧНОСТЬ ПРИ СКАЛЫВАНИИ И СРЕЗЕ Скалывание встречается при изгибе железобетонных балок
 до появления в них наклонных трещин. Разрушение бетона обычно происходит от главных растяги¬
 вающих напряжений, более опасных, чем скалывание. Опыты показывают, что прочность бетона при скалывании
 в 1,5—2 раза больше прочности при растяжении и составляет о г
 7е до 77 прочности при сжатии. Чистый срез в железобетонных конструкциях встречается
 редко. Для практических расчетов предел прочности бетона при
 срезе определяют по формуле Rep = 0,75 VRIXp- (13) 5. РАСЧЕТНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ, КОЭФФИЦИЕНТЫ
 ОДНОРОДНОСТИ И УСЛОВИИ РАБОТЫ БЕТОНА Основными характеристиками прочности бетона являются
 его нормативные сопротивления, которые определяются в зави¬
 симости от марки бетона и вида напряженного состояния и про¬
 веряются контрольными испытаниями (табл. 2). Однако, вслед¬
 ствие неоднородности структуры бетона, фактические показате¬
 ли его прочности обычно отклоняются от средних значений.
 В расчетах эти отклонения учитывают коэффициенты однород¬
 ности бетона k§, которые принимают равными от 0,45 до 0,6,
 в зависимости от марки бетона, действующих на него нагру¬
 зок и напряженного состояния элементов. Коэффициенты одно¬
 родности бетона входят в состав расчетных сопротивлений и не¬
 посредственно в формулах и на схемах не фигурируют. Особенности приготовления и работы бетона, а также воз¬
 можные отклонения фактических условий эксплуатации конст¬
 рукций от предусмотренных расчетом учитывают коэффициенты
 условий работы бетона т^, которые также входят в состав его
 расчетных сопротивлений. Коэффициенты условий работы бето¬
 на принимают от 0,7 до 1,4 в зависимости от типа конструкций,
 вида напряженного состояния, условий приготовления бетона и
 его марки. 25
Таблица 2 Нормативные и расчетные сопротивления бетона, /?##> кгс1см2 Вид напряженного
 состояния Обозна¬ чения Марка бетона по прочности па сжатие 35 50 75 100 150 200 250 300 400 500 Марка бетона по прочности на растяжение — — Р11 Р15 Р18 Р20 Р23 Р27 Р31 Р35 600 Нормативные сопротивления бетона Сжатие осевое
 (призменная
 прочность)
 Сжатие при изгибе Растяжение Сжатие осевое
 (призменная
 прочность)
 Сжатие при изгибе Растяжение Растяжение при
 расчете по обра¬
 зованию и раскры¬
 тию трещин Х*пр 28 40 60 80 115 145 175 210 280 350 *и 35 50 75 100 140 180 215 260 350 440 *нр 5 6 1 8 1 10 13 16 18 21 25 28 Расчетные сопротивления бетона •^пр 14 20 30 44 65 80 105 130 170 200 /?И 17,5 25 37 55 80 100 130 160 210 250 Яр 2,3 2,7 3,6 4,5 5,8 7,2 8,8 10,5 12,5 14 К 3,2 3,8 5 6.3 8 10 12,2 14,5 17,5 19,5 420 520 30 230 280 15 21 Примечание. См. СНиП II—В 1—62, табл. 2, 29 и 30. Расчетные сопротивления бетона RBр, /?и, Rp, Rт определяют
 как произведения его нормативных сопротивлений /?пнр, /?J, RJJ на соответствующие коэффициенты однородности бетона kб и на
 коэффициенты условий работы бетона тб (см. табл. 2): R ... = RH ... keniQ (14) Кроме того, в расчетах учитываются дополнительные коэф¬
 фициенты условий работы бетона те, на которые умножают при¬
 нимаемые по табл. 2 его расчетные сопротивления: 1. Для бетонов, приготовляемых на заводах или бетоносмесительных уз¬
 лах с применением автоматического или полуавтоматического дозирования
 составляющих, #пр и Rn разрешается умножать на тб = 1,1, при условии, что систематическим контролем подтверджается превышение k6 принятых значе¬
 ний на 0.05 2. Для бетонов на глиноземистом цементе Rp и RT умножают на тб = 0,7. 3. При проверке прочности в стадии предварительного обжатия бетона
 для сборных предварительно напряженных элементов R _ и RB умножают на т, 1,2. 26,
4. Рассчитывая прочность железобетонных центрально и внецентренно
 сжатых элементов, бетонируемых в вертикальном положении, /?пр и Ra умно ж а ют на тб = 0,85. 5. При расчетах прочности монолитных железобетонных колонн с большей
 стороной сечения < 30 см, i?np и умножают на тб = 0,85. 6. В расчетах на прочность стеновых панелей для простенков с площа¬
 дью сечения меньше 0,1 ж2, /?пр и /?и умножают на тб =0,8. 7. Для отдельных мелких монолитных железобетонных сооружений при
 общем объеме бетона до 10 м3 расчетные сопротивления бетона умножают на
 тб = 0,9. 8. При установлении марки бетона по растяжению, если удовлетворяют¬
 ся требования, относящиеся к подбору состава и испытаниям гидротехниче¬
 ского бетона, /?р и RT разрешается умножать на тб = 1,1. § 5. Деформативность бетона 1. ВИДЫ ДЕФОРМАЦИЙ Бетон является упруго-пластичным материалом. Уже начиная
 с незначительных напряжений, в нем развиваются как упругие,,
 так и пластические деформации. Различают силовые и объем¬
 ные деформации бетона. Силовые возникают и развиваются под
 действием нагрузки, объемные — в результате усадки бетона
 или изменения его температуры. Имеются три вида силовых деформаций бетона: при одно¬
 кратном загружении кратковременной нагрузкой, действии мно¬
 гократно повторяющейся нагрузки и длительном действии на¬
 грузки. Величина и характер нарастания силовых деформаций зави¬
 сят от марки бетона, способа приложения и продолжительности
 действия внешней нагрузки, температурно-влажностного режи¬
 ма, формы и размера образцов и др. 2. ДЕФОРМАЦИИ БЕТОНА ПРИ ОДНОКРАТНОМ ЗАГРУЖЕНИИ КРАТКОВРЕМЕННОЙ НАГРУЗКОЙ При однократном действии кратковременной сжимающей
 нагрузки возникают первичные (начальные) деформации бетона. Деформации бетона еб состоят из упругих еу и пластических 8ц еб = еу + £п. (15) Рассмотрим диаграмму сжатия бетона (рис. 4). В момент
 приложения кратковременной нагрузки возникают только упру¬
 гие деформации 8У, пропорциональные напряжениям. На диа¬
 грамме получается прямая линия, проходящая под углом ао. За
 время выдержки под нагрузкой в бетоне развиваются пласти¬
 ческие деформации еп, которые увеличиваются с ростом напря- 27
жений; этому процессу на диаграмме отвечает плавная кривая
 линия. При малых напряжениях преобладают упругие деформации,
 при больших — пластические. Упругие деформации восстанав¬
 ливаются после снятия нагрузки (см. рис. 4). Пластические де¬
 формации после разгрузки не восстанавливаются и являются Рис. 4. Диаграмма сжатия и растяжения бетона: / — загрузка; 2 — разгрузка (бу— упругие деформации; *п— пластические). остаточными. Но с течением времени происходит деформация
 упругого последействия еуш в результате чего часть остаточных
 деформаций (около 10%) восстанавливается. При достижении сжимающим напряжением <Тб призменной
 прочности /?п“ происходит разрушение образца и его предель¬
 ная деформация (предельная сжимаемость бетона) в среднем
 принимается в "§ == 0,002 его длины. Фактически же из-за неод¬
 нородности структуры бетона и других факторов для образцов
 из одного и того же бетона предельные деформации имеют раз¬
 личные значения. С увеличением прочности бетона и длительно¬
 сти приложения нагрузки предельная сжимаемость увеличива¬
 ется. При растяжении бетонного образца кратковременной нагруз¬
 кой так же, как и при сжатии, малые напряжения вызывают 2d
главным образом упругие деформации, а большие — пластиче¬
 ские (см. рис. 4). Предельная растяжимость бетона примерно
 в 10—20 раз меньше его предельной сжимаемости и в среднем
 принимается egJJ = 0,0001 его длины. Растяжимость бетона увеличивается от тех же факторов, от
 которых повышается его прочность, плотность и сжимаемость. 3. ДЕФОРМАЦИИ БЕТОНА ПРИ ДЕЙСТВИИ МНОГОКРАТНО ПОВТОРЯЮЩЕЙСЯ НАГРУЗКИ При повторяющихся нагрузках деформационные свойства
 бетона изменяются. Так, если при первой загрузке кривая диаграммы имеет вы¬
 пуклость в сторону оси напряжений, а при разгрузке — в проти¬
 воположную сторону (см. рис. 4), то при повторении таких цик¬
 лов кривые постепенно выпрямляются, что свидетельствует об
 установлении пропорциональности между напряжениями и де¬
 формациями. Одновременно с этим происходит накопление все
 возрастающих остаточных деформаций (рис. 5). Если напряжения <Ji от многократно повторяющейся нагруз¬
 ки не превышают половины призменной прочности бетона, то он
 не разрушается. Но если <х2 > 0,5 то кривая загрузки после
 нескольких, циклов становится прямой, а затем искривляется Рис. 5. Деформации бетона при повторных нагрузках. выпуклостью к оси деформаций. В этот момент происходит раз¬
 рушение бетона. Искривление кривой в сторону оси деформации
 свидетельствует о наступающей усталости бетона. Предел уста¬
 лости бетона может быть принят R* = 0,5 #J|p. Вследствие уста¬
 лости при повторяющихся нагрузках бетон разрушается при
 напряжениях, значительно меньших, чем предел его прочности. 29
4. ДЕФОРМАЦИИ БЕТОНА ПРИ ДЛИТЕЛЬНОМ ДЕЙСТВИИ НАГРУЗКИ (ПОЛЗУЧЕСТЬ БЕТОНА) В момент загружения в бетонных и железобетонных конст¬
 рукциях появляются начальные деформации, а затем, при дли¬
 тельном действии нагрузки, развиваются значительные пласти¬
 ческие деформации. Нарастание пластических деформаций при длительном дей¬
 ствии постоянной нагрузки называется ползучестью бетона.
 Рост ползучести бетона наблюдается в течение длительного пе¬
 риода, исчисляемого годами, но наиболее интенсивное увеличе¬
 ние этих деформаций происходит в первые 3—4 месяца работы
 конструкций. Чем больше возраст бетона к моменту его загрузки, тем
 меньше ползучесть. С повышением напряжений в образцах из
 бетона одного и того же состава и возраста ползучесть увеличи¬
 вается (рис. 6, а). Деформации ползучести зависят от вида бетона и активности
 цемента. Бетоны, приготовленные на высокомарочных и глино¬
 земистых цементах, имеют меньшую ползучесть по сравнению
 с бетонами, приготовленными на обыкновенных и медленнотвер-
 деющих цементах (см. рис. 6,6). Ползучесть увеличивается при
 повышении водоцементного отношения (см. рис. б, в) и количе¬
 ства цемента в бетоне. Из этого следует, что для уменьшения
 ползучести необходимо применять менее подвижные, но хорошо
 уплотняемые бетонные смеси с оптимальным количеством цемен¬
 та и воды. Повышение температуры и влажности среды, в которой твер¬
 деет бетон, повышает вязкость гелевой составляющей цемент-
 ного камня и уменьшает деформации ползучести (см. рис. 6, г). Ползучесть бетона — это результат изменения с течением
 времени структуры твердеющего цементного камня, состоящего
 из геля, наполняющего кристаллический сросток, и не разло¬
 жившихся до конца зерен цемента. Под нагрузкой вязкий гель
 течет, но с появлением новых кристаллических образований и
 потерей воды, его деформации и перемещения становятся все
 более затрудненными, результатом чего является разгрузка геля
 с течением времени за счет догрузки кристаллического сростка.
 Одновременно происходит перераспределение усилий с цементно¬
 го камня в целом на заполнители. Поэтому при длительном дей¬
 ствии постоянной нагрузки ползучесть бетона вначале нарастает
 интенсивно, а затем медленно уменьшается и затухает. Арматура значительно уменьшает пластические деформации
 бетона, вследствие чего в железобетонных конструкциях между
 бетоном и арматурой происходит перераспределение внутренних
 усилий. При сжатии ползучесть уменьшает напряжения в бетоне
 и увеличивает их в арматуре. При растяжении, наоборот, увели- 30
Рие. 6. Влияние на ползучесть бетона: а — величины напряжений; 6 — вида цемента; в—водо¬
 цементного отношения; г •— влажности среды.
чивает напряжения в бетоне и уменьшает их в арматуре. В ре¬
 зультате ползучести бетона происходит релаксация напряжений.
 Релаксацией называется уменьшение напряжений в бето¬
 не с течением времени без изменения его начальной деформа¬
 ции. Так, если бетонному образцу сообщить какое-то начальное
 напряжение и начальную деформацию, а затем устранить воз¬
 можность дальнейшего деформирования, то с течением времени
 напряжение в бетоне постепенно уменьшится. 5. МОДУЛЬ ДЕФОРМАЦИИ БЕТОНА Упругие свойства бетона характеризуются модулем упруго¬
 сти (деформации). Модулем упругости называется отношение
 напряжения к относительной деформации. Но бетон является
 упруго-пластичным материалом, в котором при длительном дей¬
 ствии нагрузки деформации возрастают быстрее напряжений и
 выражаются криволинейной зависимостью (см. рис. 4). Поэтому
 модуль упругости (деформаций) бетона является величиной
 переменной и представляет собой производную напряжения
 по деформациям 8б. Таблица 3 Начальные модули упругости бетона Еб
 при сжатии и растяжении Проект¬
 ная марка
 прочности
 на сжатие Начальные модули упругости бетона Е$ в кгс/см* тяжелого легкого обычного на мелком
 заполнителе
 с расходом
 цемента
 500 кгс/м*
 и более на искусственном круп¬
 ном и мелком заполни¬
 телях на естественном
 крупном и мелком
 заполнителях при объемном весе крупного заполнителя
 в кгс/м3 >700 300—700 | >700 300—700 35 50000 35000 30000 50 — 70000 50000 40000 75 _ 95000 65000 50000 100 190000 140000 110000 80000 65000 150 230000 170000 130000 100000 80000 200 265000 200000 150000 115000 95000 250 165000 125000 — 300 315000 235000 180000 135000 400 350000 255000 200000 150000 500 370000 285000 — 600 380000 300000 — Примечание. См. СНиП II—В. 1—62 табл. 31. В расчетах принимают средний модуль упруго-пластичности
 бетона в точке с заданным напряжением
Обычно модуль упруго-пластичности бетона Ёб = 0,2-г-0,5£б- (17) Начальный модуль упругости бетона Еб соответствует мгно¬
 венному загружению образца, при котором возникают только
 упругие деформации еу, поэтому он является величиной посто¬
 янной и чисто условной (см. рис. 4) Еб = — = tga = const. (18) Обычно модули упругости бетонов в зависимости от их ма¬
 рок определяют по эмпирическим формулам. Принятые в СНиП начальные модули упругости бетонов при
 сжатии и растяжении определены при величине напряжений. «<0,2/?Пр (табл. 3). Модуль сдвига бетона принимают равным Gq = 0,4£ б илю*
 определяют, основываясь на опытных данных. 6. УСАДКА И РАЗБУХАНИЕ БЕТОНА При твердении в обычной воздушной среде бетон уменьша¬
 ется в объеме, т. е. происходит его усадка, при твердении в воде
 бетон увеличивается в объеме, т. е. разбухает. По абсолютной:
 величине усадка бетона значительно больше разбухания (рис. 7)..
 Усадка бетона интенсивно происходит в течение первого года*
 а затем медленно затухает. Усадка 6 Ьоздушной среде Рис. 7. Влияние воздушной среды на усадку и воды
 бухание бетона и железобетона. на рзэ- Основными причинами, вызывающими усадку бетона, явля¬
 ются: уменьшение объема твердеющего геля, капиллярные явле¬
 ния и потеря избыточной воды, идущей на испарение и гидра¬
 тацию с еще не прореагировавшими частицами цемента. Величина и характер нарастания усадки и разбухания бето¬
 на зависят от количества и качества вяжущего, водоцементного 2 0-1350 83
отношения, гранулометрического состава заполнителей, темпера¬
 турно-влажностного режима твердения и др. Чем больше в бетоне цемента, тем больше его усадка. При
 этом высокоактивные и глиноземистые цементы дают наиболь¬
 шую усадку, а безусадочные и расширяющиеся усадки не дают.
 Применение различных гидравлических добавок в качестве ус¬
 корителей твердения также увеличивает усадку бетона. С увеличением водоцементного отношения усадка бетона
 возрастает. Поэтому у более жестких бетонных смесей усадка
 меньше. Крупный и мелкий заполнители в зависимости от их вида и
 гранулометрического состава в большей или меньшей степени
 уменьшают усадку. Если зерна заполнителей имеют разные раз¬
 меры, то получается более плотный бетон с меньшим объемом
 пустот и его усадка будет меньше. В начальный период тверде¬
 ния бетона заполнители препятствуют свободной усадке цемент¬
 ного камня, в результате чего в нем возникают начальные рас¬
 тягивающие напряжения, а заполнители становятся внутренни¬
 ми сжатыми связями. Неравномерное высыхание бетона приводит к неравномерной
 усадке и возникновению начальных растягивающих напряжений
 в поверхностных, быстрее высыхающих слоях, и поэтому здесь
 появляются усадочные трещины. В более влажной внутренней
 зоне бетона, препятствующей усадке поверхностных слоев, воз¬
 никают начальные сжимающие напряжения. Наличие арматуры в железобетонных элементах значительно
 уменьшает усадку и разбухание (см. рис. 7). Арматура, препят¬
 ствуя усадке бетона, испытывает начальные сжимающие напря¬
 жения, а в бетоне возникают, начальные растягивающие напря¬
 жения. Для тяжелого железобетона коэффициент укорочения от
 усадки равен 0,00015, для легкого—0,00020. При расчете прочности железобетонных конструкций обычно
 усадку бетона и сопутствующие ей начальные напряжения не¬
 посредственно не учитывают, но в случае необходимости пред¬
 усматривают устройство температурно-усадочных швов. 7. МОРОЗОСТОЙКОСТЬ, ВОДОНЕПРОНИЦАЕМОСТЬ И КОРРОЗИЯ БЕТОНА Морозостойкость бетона определяется количеством циклов
 попеременного замораживания и оттаивания образцов, не вызы¬
 вающих снижения прочности бетона. По морозостойкости установлены марки бетонов: МрзЮ, Мрз15, Мрз25, Мрз35, Мрз50, МрзЮО, Мрз150,
 Мрз200, Мрз 300 (цифры обозначают количество циклов). Водонепроницаемость бетона определяется давлением воды,
 при котором не наблюдается ее просачивание сквозь испытывае¬
 мые образцы. 34
По водонепроницаемости установлены марки бетонов: В2, В4, В6, В8, кгс/см2 (цифры обозначают давление воды). Под воздействием водной или газообразной агрессивной сре¬
 ды бетон подвергается коррозии, которая сопровождается кор*
 розией арматуры. Чем менее плотен и более водопроницаем бетон, тем быстрее
 протекает процесс его коррозии. Коррозия является результатом растворения цементного кам¬
 ня в фильтрующейся сквозь бетон воде. Растворяя гидрат окиси
 кальция Са(ОН)г, вода уносит составные части цементного кам¬
 ня, образуя белые потеки, хлопья или сталактиты. Между веществами цеметного камня и агрессивной средой
 происходят химические реакции, продукты которых тоже раст¬
 воряются и уносятся водой, проникающей сквозь бетон. Напри¬
 мер, при действии на бетон магнезиальных солей образуется
 растворимый хлористый кальций или гипс; большинство кислот
 разлагают силикаты и алюминаты; присутствие в растворе сво¬
 бодной углекислоты СОг также разрушающе действует на бетон. В некоторых случаях продукты химического взаимодействия
 агрессивной среды и бетона не растворяются, а кристаллизуют¬
 ся. Рост кристаллов вызывает появление напряжений в стенках
 пор и каналов, что приводит к разрыву стенок и быстрому раз¬
 рушению бетона, например, при действии на него сернокислых
 солей средней и высокой концентрации. Для предотвращения коррозии бетона и арматуры должна
 быть хорошо продумана система отвода заводских сбросовых и
 оборотных вод и удаления агрессивных растворов. Недопустима
 также свалка шлаков и различных химических отбросов на тер¬
 ритории предприятия. При большой агрессивности среды применяют сульфатостой¬
 кий цемент, уменьшают водоцементное отношение и защищают
 поверхность бетона битумными мастиками, слоем торкрета или
 облицовкой более стойкими материалами. Глава И АРМАТУРА
 § 6. Арматурная сталь 1. МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА СТАЛИ Стальная проволока, пряди, канаты, стержни и каркасы, раз¬
 мещаемые в бетонной массе в соответствии со статической рабо¬
 той железобетонной конструкции, называются арматурой.
 Арматурная сталь должна обладать достаточной прочностью и
 пластичностью. 2* 35
Рассмотрим диаграмму растяжения мягкой стали (рис. 8).
 До предела пропорциональности сгпп на диаграмме проходит на¬
 клонная прямая линия. Это означает, что до предела пропорци¬
 ональности удлинения е увеличиваются пропорционально напря¬
 жениям а. Здесь появляются только упругие деформации, кото¬
 рые после снятия нагрузки исчезают. Затем наклонная прямая Рис. 8. Диаграмма растяжения мягкой стали. линия переходит в горизонтальную. Это означает, что кроме
 упругих, появились значительные пластические деформации и
 сталь течет без повышения напряжений. Таким образом, гори¬
 зонтальная прямая характеризует предел текучести стали <хт.
 Потом сталь постепенно упрочняется и воспринимает все увели¬
 чивающееся напряжение, но в ней резко возрастают пластиче¬
 ские деформации. Миновав предел прочности Оцч, сталь разру¬
 шается. Мягкая горячекатаная сталь — пластична, она течет и на
 диаграмме имеет явно выраженную линию текучести. Твердая
 холоднотянутая сталь хрупка, она не течет, а переходит в
 пластичную стадию постепенно и на диаграмме нет линии теку-
 чести (см. рис. 8, 9, 10). Поэтому если в растянутой зоне желе¬
 зобетонного элемента напряжения в мягкой арматуре достигают
 предела текучести ат, то при этом в растянутом бетоне трещины
 раскрываются до недопустимо больших размеров. Чтобы предот¬
 вратить это, для мягкой горячекатаной арматурной стали нор¬
 мативным сопротивлением Rn принимается предел текучести ат
 при растяжении, а для твердой стали — предел прочности адч *. * Здесь пределы текучести и прочности означают браковочный минимув. :36
При повышении напряжения от ат до сгпч вследствие наруше¬
 ния структуры металла происходит так называемый наклеп —
 сталь становится более прочной, но менее пластичной. Тогда
 предел текучести повышают до а'т. Наклеп используют для
 получения упрочненной стали. Механические свойства стали находятся в прямой зависи¬
 мости от ее химического состава. При увеличении количества
 углерода и легирующих добавок в виде марганца, хрома, крем¬
 ния повышается прочность стали и уменьшается ее относитель¬
 ное удлинение. Но углерод снижает пластичность и сваривае¬
 мость арматуры, поэтому его содержание в горячекатаной стали
 не превышает 0,2—0,3%. Холоднотянутая сталь содержит зна¬
 чительно больше углерода. 2. ВИДЫ, МАРКИ И КЛАССЫ АРМАТУРНОЙ СТАЛИ Арматурная сталь бывает мягкая и твердая, горячекатаная
 и холоднотянутая, круглая — гладкая и периодического про-
 филя, обыкновенная и высокопрочная, стержневая и из про¬
 волоки, в виде струн, пучков, прядей и канатов (см. рис. 9 и 10). В марках горячекатаных мягких сталей, как правило, обо¬
 значается их химический состав. Двузначные числа слева харак¬
 теризуют среднее содержание углерода (в сотых долях процен¬
 та), а буквы и цифры после них — содержание элементов: хро¬
 ма — X, марганца — Г, кремния — С и т. д. (в целых процентах,
 т. е.-приблизительно); при этом цифра 1 (т. е. 1%) не ставится.
 Например, сталь марки 25Г2С содержит: 0,2—0,29% углерода —
 25; 1,2—1,6% марганца — Г2; 0,6—0,9% кремния — С; хрома и
 меди не больше чем по 0,3%, поэтому в марке стали эти элемен¬
 ты не обозначены. В настоящее время согласно СНиП II-B.1—62 для изготов¬
 ления арматуры железобетонных конструкций применяют мяг¬
 кие горячекатаные и твердые холоднотянутые стали. Мягкая горячекатаная арматурная сталь (ГОСТ 5781—61)
 подразделяется на 10 классов (см. рис. 9, 10 и табл. 4, 7). Гладкая круглая сталь класса А-I с нормативным сопро¬
 тивлением Rl *= 2400 кгс1см2 изготовляется 0 6—40 мм из стали
 группы марок Ст. 3. Сталь периодического профиля (с выступами, идущими по винтовой линии) класса A-II с R* = 3000 kzcJcm2 изготов¬
 ляется 010—40 мм из углеродистой стали марки Ст. 5, а 045 —
 90 мм — из низколегированной стали 18Г2С. Сталь периодического профиля (с выступами в «елочку»)
 класса A-III с /?н = 4000 кгс!см2 изготовляется 0 6—40 мм из низколегированной стали марки 25Г2С или 35ГС. 37
Сталь периодического профиля (имеет иной профиль или
 тоже выступы «в елочку», но окрашенные красной краской)
 класса A-IV с i?" = 6000 кгс/см2 изготовляется 0 10—32 мм
 из низколегированной стали 20ХГ2Ц, 20ХГСТ или 80С 0 10—
 18 мм. Относитепьньш деформации с ®/о Рис. 9. Диаграммы деформаций арматурных сталей при растяжении. Сталь периодического профиля класса А-V с R^ =
 — 8000 кгс!см2 изготовляется 0 10—18 мм из стали марки 23 X
 Х2Г2Т. Термически упрочненная сталь классов AT-IV, AT-V,
 AT-VI с R a = 6000-г-10000 кгс1см2 изготовляется 0 10—25 мм. Горячекатаная сталь периодического профиля класса А-Пв
 с R I = 4500 kscJcm"0 10—40 мм и класса А-Шв с /?Ц=
 38
Услов¬ Виды арматуры ные обозначе¬ ния 0 мм Г>Н ^а* кгс/см* гладкая периодического профиля высокопрочная гладкая высокопрочная периодического профиля семипроволочные
 пряди Мягкая горячекатаная стапь ТЬердая холоднотянутая
 обыкновенная арматурная проЬопока Витая арматура
 S5 многопрядные канаты Рис. 10. Виды арматуры, ее условные обозначения на чертежах и норматив¬
 ные сопротивления. AI 6-Т-40 2400 АН Юч-90 3000 АПв 4500 AIII % •I- CD 4000 АШв 5500 AIV Юн-32 6000 AV 8000 BI Зч-5,5 5500 6н-6 4500 BII 2,5 19000 3 19000 4 18000 5 17000 6 16000 7 15000 8 14000 ВрП 2,5 18000 3 17000 4 16000 5 15000 6 14000 7 13000 8 13000 П7 1,5 19000 2 18000 2,5 18000 3 17000 4 16000 5 15000 К7Х 7 17000 К7х 17 16000 К7Х37 15500 - 5500 кгс/см2 0 б—40 мм подвергнута упрочнению вытяжкой
 с контролем напряжений и удлинений или с контролем только
 удлинений. Контролируемое напряжение для стали класса
 Л-11в составляет 4500 кгс/см2, а для класса А-Шв — 5500 кгс/см2. 39
со Cf 55 о 03 H го s* • S о к
 Н; о> я о.в * 8«£
 Н 5 н 3° S 4 сЗ н О •я о 5 о. >) н сЗ г о. сЗ »я о ав cd н cj * о у ОС о U н ав 0> S сЗ н Си о и « а> ж £ о. <и Й а> 4
 о 5
 tf SB сх с к я Я (V V <и о о и О я гг сх а> с: 0
 с 1
 &
 о Оч cd 33 & гг О СО PU C^WlOO^SOOOOOOOOCO^ ю (NOO)^^OOONO)CDOOlOCO^CTitDO)-< Ю 05
 °i ^ °°. СЧ Ю О) Tj^ 05 00 00 СО О) °° Tf “ О О О О О О -i4 ^ ^ (N (N СО ^ 0 N а? (N ю - __ CD Tf* CD СМ ^ С> 00 (N О О) 0> CM СО СО Tt« LO CD со см 05 00 CM 00 , CO CM Tf oo CM CO oo LO Tf ю о 00 О а> см см CO CD 1—< 00 CO LO о> СМ СО LO с? со 00 см" 00 LO CM Г CO со" CD CO C£5 CM CM 1—4 *—н 0-4 см см со LO 05 H Tf Ю LO o-4 CM CM CO Tf to CD 00 см О) 00 тГ см CD со CD со со CO 00 00 CD CD CD СМ о о о см о со о со CM CM СОл LO CM о о 00 05 00 СМ со rf LO CD о? см CD о" ю о" o? 05 _г О r< о" CD r^T CM об *—Н 04 см см со CO Tf> CD 00 о CM LO 05 CM о О о 1 CM CO LO 00 О) см LO CD LO CD CO LO CM 05 CD CD ю О) о 00 о CD CO 1 CO CM 05 CO Tf со 00 CO 05 CO см со ю г<о см CD CO CD Г-" CD ьГ 05 LO *—н - см CM со LO 00 со CD 05 CD Ю Tt* *—4 ' 1 CM CO Tf см см 00 со CD CD ID LO CD CM CD CM 00 CM CM со <э 00 см о см 00 00 Tf 05 CM о 00 LO CD 00 CD со ом см" со со CD of см LO оо" CM 05 CD 00 *s LO" LO" CM 05 o" _r о-м *—н CM CM CO CD 05 i—H CD CO О 00 1 1 CM CO CO см см см 00 со ю О) LO см 05 05 CO CM 00 LO LO °1 ю СП CD CD о о CM 00 00 LO 00 CO со *—1 ю ом ом см со со ю о см LO 05 TF о c> О CM 05 00 00 CM oo ом »—н CM CO Ю CD 05 Tf 05 Ю o-« 1 CM CO со Tf« Tf см ю Tt« CD со CM CM rr 00 CM 00 00 ю о ю *—' ю *—• о Юл CM CD CD CM CD LO О о °l ТГ ом см см со CD 00 о" см" LO 05 CM о о со oo ю" со со" о-4 1—н H CM CO LO CD 05 H LO о LO ' 1 CM CM ю ю CD О) о-Ц со со со со ТГ 00 ТГ CD 00 о> со со CD о со r>- LO 05 CM oo Tf 00 oo со о4 ,—7 _Г см со CD аГ 00 o~ r>-" 00 LO о О CM CO со Tf LO 00 lO 05 CD 00 см а> 00 CM CM 05 CD CO CM CD LO ю о см ID см о о о см CD 00 со о CO 00 CM LO LO 05 to CM <N о о _7 ^7 см со ю CD a> CM CD o" LO~ _T 05 CD CD o" CM CM со CO Ю о CM C0l0C0cDl0^05— ЮСМ—«0500С005 — т*<сО
 OOOOOCOOOCOCO^Tfr^OOLOTft^CDOCOcDOOOOt^CM
 СМ СО Ю CD N ^ Ю О Ю -н оо OJ »-н О »-< Ю 05 CD Г— СМ ^ СМ СО О О О О О ^ ^ (N С? СО СО Tf CD 00 О (N Ю С? СО 00 00 О СО * * *С2 q $ s S3 м
 *2
 §•§
 5 я »2 а&
 * «
 2 s
 со
 Я et > *-н I INI О <N CD 00 20 22 25 28 32 1 1 1 1 1 1 1 1 1 CD N 00 O) о CM CD 00 О CM LO 00 CM CD о 1 1 1 1 1 1 I CM CM CM CM со со Tj< 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 о CM CO 00 о CM LO oo CM CD о Ю о Ю о о о о 1 1 1 1 CM CM CM CM CO со Tf1 Tf Ю LO CD 00 05 CD 00 05 о CM CO 00 о CM LO 00 S3 CD о 1 1 1 1 1 1 1 CM CM CM CM CO CO 1 1 1 1 1 1 1 40
Контролируемые удлинения для стали класса А-Нв — 5,5%', а
 для класса А-Шв — 4,5% (при марке 35ГС) и 3,5% (при марке
 25Г2С). Твердая холоднотянутая арматурная проволока В-I, B-II,
 Вр-П изготовляется диаметром от 1 до 8 мм. Чем меньше диа¬
 метр проволоки, тем выше ее прочность (см. табл. 5, 7 и рис. 9,
 10). Таблица 5 Сортамент арматурной проволоки Диаметры стержней,
 мм Расчетные площади поперечного сечения,
 числе стержней см*, при Теоретический
 вес 1 м стержня,
 кг Обыкно¬
 венная
 проволо¬
 ка В -I Высоко¬
 прочная
 проволо¬
 ка В-II. Вр-П 1 2 3 4 5 6 7 8 9 2,5 0,049 0,098 0,147 0,196 0,245 0,294 0,343 0,392 0,431 0,039 3 3 0,071 0,141 0,212 0,283 0,353 0,424 0,495 0,565 0,636 0,055 3,5 — 0,097 0,194 0,291 0.388 0,485 0,582 0,679 0,776 0,873 0,076 4 4 0,126 0,251 0,377 0,502 0,628 0,754 0,879 1,005 1,130 0,099 4,5 — 0,159 0,318 0,477 0,636 0,785 0,954 1,113 1,272 1,431 0,125 5 5 0,196 0,390 0,590 0,790 0,980 1,180 1,380 1.570 1,770 0,154 5,5 0,237 0,474 0,711 0,948 1,185 1,422 1,659 1,896 2,139 0,187 6 6 0,283 0,570 0.850 1,130 1,420 1,700 1,980 2,260 2,550 ' 0,222 7 7 0,385 0,770 1,150 1,540 1,920 2.310 2,690 3,080 3,460 ' 0,302 8 8 0,503 1,010 1,510 2,010 2,520 3,020 3,520 4,020 | 4,530 | 0,395 Обыкновенная холоднотянутая низкоуглеродистая ар¬
 матурная проволока В-I изготовляется 0 3—8 мм и в зависимо¬
 сти от диаметра имеет нормативное сопротивление R J = = 5500 кгс/см2 или R J = 4500 кгс]см2. Высокопрочная холоднотянутая углеродистая гладкая
 проволока B-II изготовляется 0 2,5—8 мм с R\ = 19000 -s- 14 000 кгс/см2. Высокопрочная холоднотянутая углеродистая арматурная
 проволока периодического профиля Вр-II изготовляется 0 2,5—
 8 мм с R J = 18000 -г- 12000 кгс/см2. Витая арматура изготовляется из высокопрочной гладкой
 проволоки в виде 2-, 3-, 7- и 19-проволочных прядей и много-
 прядных канатов. Семипроволочные арматурные пряди собира¬
 ют из проволоки 0 1,5—5 мм\ они имеют нормативное сопротив¬
 ление R\= 19000 -ь 15000 кгс/см2 (см. рис. 10 и табл. 6, 7). Многопрядные канаты (тросы) без органического
 сердечника изготовляют из канатной светлой проволоки 0 1—• 41
3,5 мм\ они имеют = 17000-=—15000 кгс/см2 (см. рис. 10 »
 табл. 7). Для закладных деталей и накладок применяется горячека¬
 таная полосовая, угловая и фасонная сталь группы марок Ст. 3»
 а для монтажных петель сборных железобетонных конструк¬
 ций — только сталь класса А-I марок ВКСт. 3 пс, ВКСт. 3 сп, ВМСт. 3 пс и ВМСт. 3 сп. Номинальный диаметр
 горячекатаных стержней
 периодического профиля со¬
 ответствует номинальному
 диаметру равновеликих по
 площади поперечного сече¬
 ния круглых гладких стерж¬
 ней. Номинальный диаметр
 горячекатаных стержней,
 упрочненных вытяжкой, со¬
 ответствует диаметру их до
 вытяжки. Номинальный диа¬
 метр арматурной проволоки
 периодического профиля со¬
 ответствует номинальному
 диаметру проволоки до придания ей периодического профиля. На чертежах и в проектах между числами, обозначающими
 количество и диаметр стержней, прядей или канатов, ставится
 знак диаметра — 0 , а в конце — буквенный индекс, характеризу¬
 ющий вид и класс арматурной стали, например: 4 0 25AII,
 30 18АП1в, 32 04ВрП, 3 06П7, 2 0 16К7 X 7 и т. п. (см. рис. 10,
 20 и табл. 7). В обозначениях многспрядных канатов К.7 X 7,
 К7Х19, К7Х37 первое число обозначает количество прядей, вто¬
 рое — количество проволок в каждой пряди. На рабочих чертежах и в заказах на арматурную сталь ука¬
 зывают только ее вид и класс, а марку стали и способ ее изго¬
 товления олределяет завод-изготовитель. Обработка поверхности стержней и форма их сечения имеет
 большое значение. У арматуры периодического профиля повы¬
 шенное сцепление с бетоном и она лучше сопротивляется сдвигу,
 чем гладкая. 3. РАСЧЕТНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ,
 КОЭФФИЦИЕНТЫ ОДНОРОДНОСТИ
 И КОЭФФИЦИЕНТЫ УСЛОВИЙ РАБОТЫ АРМАТУРЫ Вследствие неоднородности структуры стали фактические по¬
 казатели прочности арматуры отклоняются от средних норма¬
 тивных. Эти отклонения учитываются в расчетах коэффициента- Таблица 6 Сортамент семипроволочных арматурных
 прядей Номи¬
 нальный
 диаметр
 пряди, мм Диаметр
 наруж¬
 ных про¬
 волок,
 мм Площадь
 попереч¬
 ного сече¬
 ния пря¬
 ди, см2 Теорети¬
 ческий
 вес 1 м
 пряди, кг 4,5 1,5 0,127 0,099 6,0 2,0 0,226 0,176 7,5 2,5 0,354 0,276 9,0 3,0 0,509 0,397 12,0 4,0 0,908 0,703 15,0 5,0 1,415 1,113 42
ми однородности арматуры ka> которые входят в состав ее рас¬
 четных сопротивлений. В зависимости от класса стали и ви¬
 да арматуры коэффициенты однородности принимают от 0,8
 до 0,9. Особенности изготовления и работы арматуры и конструк¬
 ций, а также возможные отклонения фактических условий их
 эксплуатации от предусмотренных расчетом, учитывают коэффи¬
 циенты условий работы арматуры та, которые также входят
 в состав ее расчетных сопротивлений. Исходя из назначения,
 вида и характеристики стали коэффициенты условий работы
 арматуры принимают от 0,7 до 1,1. Расчетные сопротивления арматуры Ra, #а.с, R&.x (см. табл. 7)
 определяют как произведения ее нормативных сопротивлений
 Rl на коэффициенты однородности арматурной стали kа и на
 коэффициенты условий работы арматуры та: Ra — (19) Кроме того, при расчетах железобетонных конструкций на
 прочность учитываются дополнительные коэффициенты условий
 работы арматуры, на которые умножают ее расчетные сопро¬
 тивления, принимаемые по табл. 7: 1. Для элементов сборных конструкций, изготовляемых на заводах и
 специально оборудованных полигонах, при систематическом испытании арма*
 туры на растяжение расчетные сопротивления арматуры классов А-I, A-IL
 A-III, A-IV и обыкновенной арматурной проволоки разрешается умножать на
 ma = 1,1 (принимая Rac < 3600 кгс/см2) при условии, что во всех испытанных
 образцах мягкой стали предел текучести не менее чем на 10% превышает его
 нормативное значение, а во всех образцах проволоки временное сопротивле¬
 ние не ниже его наименьшего нормативного значения. 2. Для арматуры, свитой из двух высокопрочных проволок, расчетные
 сопротивления умножают на та = 0,95. 3. В конструкциях с арматурой из высокопрочной проволоки, располо¬
 женной в два и более ряда вплотную без зазора и без свивки, расчетные
 сопротивления арматуры умножают на /па = 0,85. Упругие свойства стали в пределах пропорциональности ха¬
 рактеризуются модулем упругости арматуры £а, кгс/см2, равным: для горячекатаной стали классов А-I, A-II, А-Ив 2100000 для горячекатаной стали классов A-III, А-Шв, A-IV 2000000 Для стали классов A-V, Ат-IV, At-V, At-VI . • 1900000 Для арматурной проволоки, пучков и прядей 1800000 для многопрядных канатов (тросов) 1600000. 43
Расчетные сопротивления арматуры R&t Ra Ct Яа х; кгс/см2 при расчетах на прочность СО В »=г о со Н 3 со V а о, >> н со а 03 К В В <и « В 6 а в о о <D 3 в 15 S’ О СО а, о о к* а со Si Яс°ч 8« = Р. S О ев « а> г s о , И СО <5 О н >» я к н о со О. О О g * с н 7 а> О S Л В Л я ю
 ••SB *® «5 ~
 §§с£
 ё S о 2
 Sat ** 5 ^ ° с * н
 СХ о ^ k
 в с £ sr Й °
 О СО
 СОХО Я PS г ж * S* §8 * В s s в р« Л ® О о
 в к сх а> н а* 2 -
 о.як
 н а>
 о я
 2
 со
 В п со о о К о со а> 0) в * о в « в а> сг <и н Q. О о со V *5 В О 00 со >> в <N СО 00 Г- ю Н 8 О о см о о о о
 о о о о тг СО СО см со со со ООО ООО со со со
 со со со О о о О о о t> СМ СМ со о о о о о о о о
 ю о о о 04 CM Ю ООО ООО тг Ю СО о о о о о о р о о СО см со см со со о о см о о о о
 о о о о ^ ^ *_Н т£ СМ СО Ю СО ООО
 ООО
 — ^ СО
 Ю С£) N о о о о о ю о о см Ю о со со о Tf» I СО О О СМ 00
 О) Tf СО *—■ I I II о о о о юлю <м <м сч ООО о о о о 05 1 05 1 1 1 1 о 1 о 1 СО 1 СО 5=>> <<« >>>
 Н н н
 <<<! 0Q I—н
 < и
 h—*
 < СО и и со *2 н А СО & о* СО *1 со »=2 U « СО *2 U >> Си в: *=: S •&■ о о. В о и о W о р« *-* •—»;>
 s wr>
 §<<<<
 ® со со со со
 ^ о о о о
 Ji о о и о
 В со со со со Л »=г «=2 «=2 *=;
 £ м м «
 *=2
 СО 5 >> к со в
 к
 о в о> & 7 ■ - в н н н 5 со со со
 ^ и и и
 о о а о СО со СО Еччч
 5 м м * 1. а> н •В о м » с* н с « •JQ нн
 CQ нн
 «<; СО В СО
 аЗ о
 * §
 о « Си в >> >» •в в в <и к в Си в СО в 2 о в
 си в
 н <1>
 В И о в
 м ч »в в в 1 >> »в в в 0) а> в в в в »в в *5 «=2 в и: >> в а> >> о * о В !£ л Си Л »=2 в •=2 о со О н в н ПО 2 а CD а> ^ И-. £2 *В Ч О !—• о в о си ' си в си н <5 н ^ н в в в в о СО о в о а М Р=2 о Л »=2 о о 44
0 Cl 1 3; са. с § 5 0 1 Cl с с*: 0 1 I § ГО О § § го 6 , 3150
 2500 3600 3600 3600 2200 1750 оооооооо оооооооо Г^СМСО^СО^^С^ oooooor-r^t^co о о о о о о
 о о о о о о СМ CS| со —. со
 ОЭ О ОЭ оо 00 ООО
 ООО
 СО СМ О ь. ь. 3150 2500 оооооооо ОООООООО см ю оо см со со оъ со
 (N—•000^000000 о о о о о о
 о о о о о о
 см ю ю оо см со CS^^OOQ ООО
 ООО
 юоь
 о> о оо -5,5 -8 ^ I CO^iO^ON | 00
 CQ Ю LQ ^ + оО vm I О со со со
 1 1 1 со^ 2 СЪ Ю со ^ | 00 ” т—4 »^ ЛО >•' J XJ L1J 1 1 1 •—<
 CQ BII Вр-11 г- о — со XXX
 г— г— со о 1=5 о со прово- о сх*? Сра со « со я СО о Cl, д СJ >% а со н СО 2 га о« 2со со £-ю СО | « со СО СМ я № гг Д со о си w сь CQ с он о ж U * ЙО о vo CJ 3 о CQ со о и со <=2 * со со оо со с^. н и о U СО >—н
 «1-1
 и 1
 ео CQ
 ч U н CJ о ь st^ о.1—1
 с К 1—1 4 "Г К о. •g-m Си С 03
 о 2*
 о * к | 2 оо 5 ^ СХоО а> С СО
 U <и и 2 03
 л «=3 я Q-
 £>00
 СО I 22 I
 0-0
 со ^
 оо (У СО 3 т“н
 сс Н °8 оЬ сс ^ о О CL 3
 с £ К S 5: ж
 * 2
 U ^ о
 а« ,н, 2
 н СО
 X
 СО
 * а> 3 *5 ja
 со
 & <D
 2
 § Os CL
 E о ; С 3
 В и S СО со со СО о со н и О со со СО СО оо СО СО
 о с^
 со со hh UU ОО ии Примечания. При применении стали класса В-I для хомутов вязаных каркасов ее расчетные сопротивления
 берутся как для класса A-I. 2. Примечания смотри в СНиП II-B.1 — 62, таблицы 4 н 5.
§ 7. Ненапрягаемая арматура 1. ВИДЫ И НАЗНАЧЕНИЕ АРМАТУРЫ Для ненапрягаемой арматуры железобетонных конструк¬
 ций применяется преимущественно горячекатаная сталь перио¬
 дического профиля классов Л-ll и A-III в виде стержней, кар¬
 касов и сеток, и обыкновенная арматурная проволока В-10 3—8 мм в виде сварных сеток и каркасов. Для поперечной и
 монтажной арматуры можно применять сталь класса A-I. Ненапрягаемая арматура бывает продольная и поперечная,
 рабочая, монтажная, распределительная и в виде хомутов
 (рис. 11). Рис. И. Арматура железобетонных конструкций: 1 — рабочая; 2 — монтажная; 3 — распределительная; 4 — хомуты
 или поперечные стержни; 5 — отгибы. Рабочую арматуру укладывают в растянутой зоне; она
 воспринимает растягивающие напряжения в изгибаемых, вне-
 центренно сжатых и растянутых элементах, главные растягива¬
 ющие напряжения в наклонных сечениях, а также сжатие в ко¬
 лоннах. Площадь поперечного сечения рабочей арматуры опре¬
 деляют расчетом. Хомуты обеспечивают неподвижное проектное положение
 рабочей арматуры в период бетонирования, связывают растяну¬
 тую и сжатую зоны бетона и воспринимают часть главных рас¬
 тягивающих напряжений. Хомуты размещают по конструктив¬
 ным соображениям, а в случае проверки наклонных сечений их
 вводят в расчет. Монтажная арматура служит для сборки арматур¬
 ных каркасов и обеспечивает проектное положение хомутов. Ее
 располагают, исходя из конструктивных соображений, и в рас¬
 чет не вводят. Распределительная арматура обеспечивает совмест¬
 ную работу рабочих стержней плит, а также воспринимает мест¬
 ные и дополнительные усилия, не учитываемые расчетом. 46
Стержни и проволоку соединяют в арматурные сетки и карка¬
 сы электросваркой или связывают мягкой вязальной проволокой
 диаметром 0,8—1 мм. Обычно для этой цели применяют гибкую
 арматуру, состоящую из проволоки и стержней небольшой тол¬
 щины. Иногда применяют жесткую арматуру из уголков, швел¬
 леров, двутавров. 2. РАЗМЕЩЕНИЕ НЕНАПРЯГАЕМОЙ АРМАТУРЫ Расстояния в свету между стержнями, проволокой, пучками,,
 прядями, канатами или оболочками каналов по высоте и шири- С>20 при d$2Q 025 при d>20
 С>30 при d>32 2 3 6<150 4-4- ,0>/5О | б>150 | Рис. 12. Размещение ненапря1аемой арматуры в сечениях: а — вязаные каркасы и сетки; б — сварные каркасы и сетки; / — рабо¬
 чая арматура; 2 — монтажная; 3 — распределительная; 4 — хомуты;
 5 — поперечные стержни; 6 — конструктивные продольные стержни. не сечений элементов ненапрягаемых и предварительно напря-
 женных железобетонных конструкций определяют, учитывая
 удобства укладки и уплотнения бетонной смеси. 47
Между стержнями продольной ненапрягаемой арматуры, а
 также между стержнями плоских сварных каркасов, если они
 при бетонировании занимают горизонтальное или наклонное по¬
 ложение, расстояния в свету принимают не менее диаметра этих
 стержней и не менее 25 мм для нижней арматуры и 30 мм —
 для верхней (рис. 12). Расстояние между стержнями соседних
 сварных каркасов с двусторонней продольной арматурой дол¬
 жно быть не менее 2d и не менее 40 мм. При расположении ниж¬
 ней арматуры более чем в два ряда по высоте, расстояние ме¬
 жду этими стержнями в горизонтальном направлении (кроме
 двух нижних) должно быть не менее 50 мм. Если стержни при
 бетонировании занимают вертикальное положение, расстояние в
 свету между ними принимается не менее 50 мм. Для предохранения арматуры от коррозии, атмосферных
 воздействий, быстрого нагревания при пожаре и т. п. ее покры¬
 вают защитным слоем бетона. При этом плотная бетонная обо¬
 лочка и щелочная среда, создаваемая имеющимся в цементном
 камне Са(ОН)г, надежно защищают сталь от коррозии и обес¬
 печивают высокую степень огнестойкости железобетона. Толщина защитного слоя бетона для рабочей ненапрягаемой
 арматуры и предварительно напряженных стержней, проволоки,
 прядей и канатов, натягиваемых на упоры, принимается (см.
 рис. 12) не менее: мм в плитах и стенках толщиной до 100 мм вклю¬
 чительно из тяжелого бетона 10 то же, из легкого бетона 15 в плитах и стенках толщиной >100 мм .... 15 в балках и ребрах высотой до 250 мм при d < 20 мм 20
 в балках, ребрах, колоннах и плитах толщиной
 250 мм и более при: d < 20 мм 20 d > 20 мм 25 d > 32 мм 30 в фундаментных балках и сборных фундаментах 30
 для нижней арматуры монолитных ленточных, от¬
 дельных и плитных фундаментов при наличии подготовки под полы 35 то же, при отсутствии подготовки под полы . . 70 Хомуты и поперечные стержни должны отстоять от поверх¬
 ности бетона не менее чем на 15 мм, а распределительная арма¬
 тура в плитах — не менее 10 мм. В условиях систематического
 воздействия дыма, паров кислот, высокой влажности и других
 вредных факторов защитный слой бетона увеличивают Не менее
 чем на 10 мм. Толщину защитного слоя бетона марок свыше 200
 в сборных железобетонных элементах можно уменьшать на
 5 мму но она должна быть не менее 10 мм для пли г и не менее
 20 мм для балок, ребер и колонн. Концы сФержней продольной арматуры располагают от тор¬ 48
цов сборных панелей, плит и настилов на расстоянии не более
 5 мм, а в прочих элементах — не более 10 мм. Балки и ребра шириной 150 мм и более следует армировать
 двумя или несколькими сварными (см. рис. 12, б) или вязаными
 каркасами (см. рис. 12, а), при этом внизу до опоры должно
 быть доведено не менее двух стержней (см. рис. 35). Балки и
 ребра шириной до 150 мм можно армировать одним плоским
 каркасом, который следует доводить до^ опоры. У боковых гра¬
 ней изгибаемых элементов с ненапрягаемой арматурой и в пред¬
 варительно напряженных элементах III категории трещиностой-
 кости высотой более 700 мм ставят конструктивные продольные
 стержни на расстоянии не более 400 мм (см. рис. 12,6). Требуемую толщину защитного слоя бетона и проектное по¬
 ложение ка1ркасов обеспечивают, приваривая к ним фиксаторы,
 упоры, подкладки и специальные стержни, упирающиеся в
 стенки и днище опалубки или формы. Это отражают в рабочих
 чертежах конструкций и спецификациях. Сцепление арматуры с бетоном является основным факто¬
 ром, обеспечивающим их совместную работу. При твердении в воздушной среде бетон уменьшается в объе¬
 ме и плотно зажимает арматуру, в результате чего возникают
 большие силы трения, противодействующие ее смещению и обес¬
 печивающие до 75% всей силы сцепления. Кроме того, сдвигу
 стержней препятствуют силы склеивания коллоидной массы
 цементного раствора или бетона со сталью, а также шерохова¬
 тость поверхности арматуры. Поэтому степень сцепления арма¬
 туры с бетоном существенно зависит от формы сечения стерж¬
 ней и вида армирования конструкций. При этом стержни перио¬
 дического профиля, сварные сетки и каркасы выдергиванию из
 бетона сопротивляются гораздо больше, чем гладкие стержни,
 вязаные сетки и каркасы. 3. СВАРНЫЕ СЕТКИ И КАРКАСЫ ДЛЯ НЕНАПРЯГАЕМОЙ АРМАТУРЫ Для сборных и монолитных железобетонных конструкций
 применяют арматуру из стали повышенной прочности в виде го¬
 товых сварных сеток и каркасов, изготовляемых при помощи
 контактной точечной электросварки. Сварка осуществляется,
 как правило, во всех точках пересечения стержней (кроме слу¬
 чаев, оговоренных нормами). При отсутствии оборудования для точечной сварки, горяче¬
 катаную сталь диаметром более 8 мм можно сваривать электро-
 дуговой сваркой (за исключением сеток из холоднообработан-
 ных сталей и сварных каркасов с крестообразным соединением
 стержней, независимо от вида и диаметра арматуры). Чтобы обеспечить доброкачественную сварку и надежную
 анкеровку арматуры в бетоне, все соотношения между диамет¬
 рами стержней и расстояния между ними необходимо назначать 49
drv/d2 U U rV drv <*/< ■dS T <ц у* СО n CQ на основании конструктивных, расчетных и монтажных сообра¬
 жений (по табл. 4, 5, 6). Расстояния между осями стержней се¬
 ток или между осями поперечных стержней каркасов принимают кратными 50 мм. Для се-
 ток и каркасов расстоя¬
 ния от конца стержней
 одного направления до
 оси стержней другого на¬
 правления с и Ci (рис. 13
 и 14) рекомендуется при¬
 нимать не менее диамет¬
 ра большего стержня и
 не менее 10 мм. Сварные сетки завод¬
 ского изготовления вы¬
 полняют в соответствии с
 действующими ГОСТами
 в виде плоских полотнищ
 и рулонов из обыкновен¬
 ной холоднотянутой арма¬
 турной проволоки или из
 низколегированной катан¬
 ки периодического профи¬
 ля класса A-III. Обычно
 рабочие и распредели¬
 тельные стержни разме¬
 щают взаимно перпенди¬
 кулярно. Но сетки бывают
 также с наклонной рас¬
 пределительной армату¬
 рой, с недоведенной до
 краев частью рабочих
 стержней, с крюками или
 перегибами на концах и с
 изогнутой рабочей или
 монтажной арматурой.
 Изгибая сетки пос-
 Рис. 13. Плоские и рулонная сварные сетки ле сварки, загибы стерж-
 с рабочей арматурой: не^ начинают не ближе, а — продольной; б — поперечной; в — двусторон- 9 К ГХ пт МРГТ ней (dt — рабочие стержни; ^ — распределитель- чем rid и yj ные>- сварки. Сортамент сварных се¬
 ток, вес и соответствующие расчетные площади поперечного
 сечения всех стержней приведены в табл. 8. Марки сеток d\ — vld2, d2\d\ — и, d\ — v состоят из цифровых
 индексов, характеризующих диаметры стержней и интенсивность
 рабочей арматуры. В числителе указывается диаметр продоль- —т
 О 50
ной арматуры, а в знаменателе — поперечной. После диаметров
 рабочих стержней d\ указываются расстояния между ними и
 (в см). Таким образом, если это расстояние находится в чис¬
 лителе, то сетка имеет продольную рабочую арматуру, если в
 знаменателе — поперечную, а при отсутствии знаменателя —
 двустороннюю рабочую арматуру. Например: марка сетки 4—20/3 указывает, что рабочая арматура 0 4 мм уложена вдоль
 сетки через 20 см и соединена распределительными стержнями 03 мм (табл. 9). а 1 L Сдбоенные каркасы
 4 \ е Рис. 14. Сварные каркасы с расположением рабочих стержней: а — рядом; б — один над другим с зазором; в — вплотную* Сварные каркасы бывают плоские, сдвоенные и простран¬
 ственно-жесткие. Плоские изготовляют в виде полотнищ, состоя¬
 щих из взаимно перпендикулярных продольных и поперечных
 стержней, соединенных точечной сваркой. Иногда сварные кар¬
 касы имеют наклонные поперечные стержни. Продольные рабо¬
 чие стержни располагают с одной или двух сторон поперечной
 арматуры каркасов на расстоянии или вплотную друг к другу. Если рабочие стержни укладывают вплотную, то их соединя¬
 ют электросварными швами длиной d\ через 30—35б?ь длину
 крайних швов принимают по Zd\ (см. рис. 14, б). 51
Расчетные площади сечения стержней и теоретический вес 1 м сварных сеток 00 СО 52 *5 О СО Н 0> Я Я Ои S 3 Я о. с Ж S * X
 %
 _ «Й о &
 & °
 я «б Я *
 о
 <и
 о* 5 6
 Q. 8 Н X «0Q 8. я в * & и в> X X о. л с
 к ж «* м & 3
 о С <Й
 _ <и
 (К Я Si с-* 0« S и *ь о СО Ои к со я & £Г О со си о ю CD СМ о о СЮ см о о О) о о ю о о о ю со см о о СО см о о os о о ю о о К ЕГ Is g о 5Г с с; (D О С О с « <L> —. 33 m
 * 2
 ft" s ж & о СО и: Ои СО 2 а* см 3 § I Cl КЗ о §; Б а §■ *3 о as & <50 о at <1 0 со a СЗ 5* 1 S о а. I I I I I I И СП CM ~ СМ 00 С"- СП
 ^ООСЧОЮ 'Т СОСО — ~ СМ СЧ со ТГ тГ lO СМ 00 СО СО СМ ^
 СМЮ^ООт^СПСОООЮ см см со со ^ Tf Оъ СО 00 О)
 С^СМтГО^СОСООЮ
 О^о^^СМСМСОСО ^ СМ ^ СО СМ СП со сэ^^оосмсооосо О ^ СМ СМ СМ СО I I I I I I I I ^^юсосо CMco^iocqoc^r-. ^ О-Г см" csf СО ТГ lO О^ОССОСОТГСМСМЮ ococ^-»-Ht^coa^c^ о^^смсмоосо^ 00 со 00 со со *-« тг Г^^СОГ^-^СО^ОО сГ ^н 1—Г1—Г см см со со 00 00 СО —* Ю СО г^осою-соспю О^^^СМСМСМОО О) G> ОЭ смсмсмююююю
 сГ о" о" о" о" о" о о IIIIII 00 00 00 00
 ^ ^ 00 о
 ~ СМ см со см t4^ ст> сп оо
 СМ тг г>* со 00 со ^^^Гсм см со см — С'- t^. СО ^
 0(N ^rqcON ~ ~ -Г см см со —. LO г^ СП СП ^со 00 1—1 о" см см МММ СП СП СП 00 00 00 с-- со со со о о OO СО со
 СО со СО ^ р-н 1-4 ооо^^^ С^* t4^ ю ю ю о о о О О О —Г -н" ~ оо оо оо
 ю Ю Ю 00 00 00 о о сГ о" о о Г СО тг 00 00
 Tf со оо ОЭ СО Ю
 о" О О о" ^ —Г с* :а D I тН •S3 СО {О^СО юоюоюю оо* ^СМ—'СМ—— -н СОт^^ЮЮЮЮЮ
 LO LO I 04 Ю О LO о ю ю он СМ ^ СМ ^ I I О ю со со* со" СО тГ ю 63
CM 00 00 CM
 00 СО О 00 СО О CM Ю CO 00 О CO 00
 О Ю ^ 00 CM CO
 Ю CO 00 О CM Ю 00 I I I I I I —• ^ Ю т£00 О О CO 00 см СОЮ CO rC00 Ю CO CO N ^ ю tC oT ^ CO cb Tt1 CM 00 05 Г*- Ю CO со о? см со cd CO CM 00 CO
 СОЮ 05 00 CM lO lo со rC aJ ^ со !? V -
 §
 CO трсоо^ ООО
 CO ^CM ^ 05 o* ^ LO CO 00 cT Ю
 Ю CO -h’ cm I I I I I I 05 rr CO 00 СГ С4*- LO СО ТГ
 ^ CM CO ^ LO CO Ю CO CO
 O^COONN
 ^ CM СО ^ LO I I 1 2 <3 I ПЗ о Б Q * у о. 8 со Б о a> 3 д Д о >> Си 05 05 О) СО СО со со
 со со со ~ ~ см см см см СО СО СО СО со со СО
 CM CM СМ 05 05 05 05 а> Я * и о ъ с I I СО LO юю оо^юсоо>
 СО 00 о со ю об см со ^OCnONN
 lO сС оо ^ см ю ю ^ со см со
 тг ю с^оо о см см см
 Ю LO о О LO II I I И со со оо СО N
 со 05 СО ю 05 со
 о4 о —Г —г csT 00 N ^ Tt сою Ю 00 Ю СО СМ (М СО 00 ~ см со со Ю Ю Ю 05 05 05 СО со СО С4-
 о o' о" о" o' о г> О О Ю ю о о
 I см см—. —. — L | | | || I XT ю ю ю ю ю 41 Id ю* lO ю ю ю ю о о о о
 о г^оо а> — ст> —. ТГ ■Ч' V lO ю ю ю 04 ю ю ю
 ю ю i^irS ю^ю^
 о'ю'ю^юо'о L777777 t5r 00 00 О 05 о 53
‘••00 я ч •о се {-1 4) Я Я О) к ч о ** о сх Е а> я я а к a Я а я ^ а* я ^
 a - feCQ °Я че ~ а>
 а 8 CQ «3 К * о <L> Р* Я н QJ CU О QJ Н о ю со см о о со см о о 05 о о ю о о 3 3
 М S
 А * 4 - OQQ °я С а>
 X О
 а) а о
 » щ
 s * а
 s я * я
 а> я
 & а) я
 <-> а йв. со« Р с* К Я 2 К н °« 5 ^ :г
 о СО
 04 н о о LO ю см о о со см о о 05 о о ю о о § Й; Os сг *§ —« S|SS.SSs Q) я <У <и ^ *
 ^ о гг с s ft • о С <u о Р *» _ и v гг о гг и. ^ с ° с
 о. S о 00 * о* СО S WCC^N О CM « ^оо со со СО
 *—■ ^ ^ см см со ю 05 со со О СМ СО о СО* G) 1 *—| см см см I I со ю _ _
 ю ю о см см С4-" оГ СМ ю t4^ -н-н^СМ сою Ю Ю 00Ю 00 05
 СО 00 осою 00 I I «нЮ^СОЮЮ
 Ю СО СМ СМ СО 00 см со ^ ю~ со t> Н 00 00 О} О СП о
 ^ 1—1 ^ м сх <и н CJ X к гг о о CS а- к S я а о >> *=t * <и S я Я я я о н о о се о* И I I I I I а со к в се о я я А о^ *=3 а> н a я »=3 а> *=t а> 3 о. CU >> Я о се н се a о- а, 1 се 1 эЯ <N О "CJ Я А се о- QJ н Я н се О) S О- си се а. я я о се се гг а. о VO я се S си я 1 и 1 о тЧ >> М <V а> я я Я я се я гг я о О) н S CJ а я се сх о. 1 С 1 »я а> я 05 се Е* я ч ХО СО н X се н 0) и X >5 ' 3 а> X S Си се 09 о • о а> н о CQ X S 2 S X ч 2Е Я X а> D. н О S н ч и а> а> о* £ в г о се 2 Си я S S я X я S о ЭГ н о о ко о се се GL о. S о S 2 се 2 о. о н се о * S о се >> S с е< о е< >> е< а> К о я 3 S ja я 05 а> S S S я о се Э я о я я н о о и а> я Э ч о ю я се я со со см со 00 см ю см см см о см 05 I 00 I ю I со * о н а> а 2 а >> fr¬ ee 2 о, со «к &> сг о S о* «3 а> я £ а а> н о 2 а. н а» 2 со я d см см 00 00 00 со СО ю ю ю ю со ^ л
 >>s
 рак
 се ц ч 2 с Я
 СХэД *0« се а) о Я Ои « я с S G- о S н ° cog
 се со 5 О-i я а> ^ гг я g §
 а. 5 Я CJ см см 00 00 00 со со ю ю ю Ю со со я g О* М а» я
 н
 о я
 о * S
 Эй X я >>
 - Е «
 се Н н Ч ° о
 и а> *=5 со X QJ со я (Ы -ло а> о <1>
 н я iэ*
 е “ ° 5ая
 § 2 л
 ° О) ^ н
 л я 1 a a ■-
 л S СВ а> к 2 1=1 § 0> в 3 7 2 а»
 • се OI ^ *сз а (D а. я о се м о ь О) о л
 а*
 >>
 о- 5
 г о. эЯ ^
 О) Я 54
22 25 о о <м 20 22 о о см 00 20 150 00 150 СМ со 150 О Tt« 100 о СМ О О 00 о о о 00 00 75 СО СО 75 LkO ю 75 ю 4,5 75 хг 75 ю со ю со 50 со со 50 при распо¬
 ложении
 распредели¬
 тельных
 стержней
 сеток в од¬
 ной пло¬
 скости то же,
 в двух
 плоскостях и’ ^мин — наименьшие допускаемые расстояния
 :ду осями соответственно распределительных
 и рабочих стержней сеток, мм при рабочей
 арматуре
 сеток из
 гладких
 стержней
 в местах
 стыков о о о о о о Tf о о со о о со с* о н О) В4 Я а си о я 4> X о о со о о со о о со о Ю <м о ю см о о <и 8д 5J р^о « >>Я ■ Н М со 5
 2 ю ю
 ао о СО Я Ои * с
 в 3
 а> ХО #Я
 sr о о
 я
 о*
 >>
 ь СО
 2
 Си
 СО >8 w
 со Я о- *
 я 2
 сх S
 к а со н со CD 5 s
 §•«
 2 й s-g л я
 аГ a о н ^ к
 я о 25 я 5 л о ^ у О 50 о а>
 3 я СО я I 3
 0) 1 со s s 2 >>
 z с a I • а> CD О О.*?,
 с ^ о 33
 W * я £ *
 S « -
 « «
 УХО
 ° а н •=t £ * § (У Н S S ч 55*
Соотношение между диаметрами продольных и поперечных стержней;
 наибольшие и наименьшие допускаемые расстояния между стержнями в сварных каркасах СО СО С* Я ч ю 4 со со СМ со 00 см (N СМ см см см см о <м 00 ю см см см о см 00 ю см 00 см со см см 00 о см 00 00 см 00 СО 00 00 со СО 00 00 00 ю 00 СО СО ю 00 ю ю ю 00 ю ТГ Iо 05 I 00 I со 3 си >* н СО 2 Q* со «3 а> сг о ю со а «3 CQ а> О Я № и СО X Q. сх (V со н о X 3 О- н а> 2 СО S *=С I 1 LO СО ° * 2 СО СО ев (D X Я у :>8 со Си а си
 Я
 X
 О
 си
 о
 е
 а ° к
 Я s * 5 О * К Й ’Я
 си О О)
 Я Ч Я I со
 я я ^ я « CQ СХ
 О СО М я 3 и
 н 5J U W Л £
 ex'0
 со а >ь со ^
 « н
 си Н Я к CQ н н >> о н о СО ^ QJ
 X ^ си
 3 а> * Н ^ о Я СО а; о с: Л и си СО си НЕЙ о си я о и о м О-i *■" ^ а 2 а> х И Я
 Я sr ° О CJ CUXO & 2 Я £
 н о<я кс
 о Я си
 <и
 с CJ
 >> В s St я
 к я а <и
 с * ю со ю со 1 1 •£
 gsS О я >> я S
 3 о н к °
 я,я « Я О) ^ Я ^ g м S § и* О Н « С CJ и 03 м °-з яg Он (D С Он2 к н 8 *
 8
 „ ч CUB СО X 3 • О Н а о Ч в X 3 м я я со н СО и Ои А «ь а> * о н 1 1 гя С 11°* « £ я
 w 2 * а> я Э •Д X О) a Я СО X 3 М си ^ ^ *о Й
 я ж Я 2 * « S а> v- « O.Q. а» ^ «с2 3 о S С I ^ ~
 I со эЯ XI о в я >>*Я СО
 ^ О) S * 5 CJ О ,я 3 2.“ * >< D. о ^ со со 5 я 53 ^ 04 fro-S СО о X я * у Я Л а. «и К а« Q.H а ® >> 2
 , « о Н Ч
 I СО « I в СП 2 04 О dJ Си 73 « О со 3
 н
 о X со
 н
 о
 а> S я я
 о а> * о н о СО 56
о о см о о см о ю о LO о о о о о о ю ю Ю ю г- ю о ю о о о о Tt« о о со о о со о ю см о ю см о о см о о см о ю о LO о о о о ю LO ®я О 2 с 3 a Я
 03 CU
 Си <U н S ° м £ X о
 5 S 8 § S л
 Sow
 си н Cj W
 § 53
 gg а> я £ Cl, О
 С 1=2 g *я R О) g в о ^ СО Си
 СХ, си
 Н т S ° § £*S к5« II 2 03
 5 О. И* 52
 Й s
 Я Я S.M м си со I 0 КС <*>
 Я в а) о я £ Э и
 3 °
 я 2 CD а я о 2 a Я си 1 л 1 3 S5* 2 е 3 3 5 я ^
 sr CU -
 о. CQ си о о 03 си со н я
 2
 д «в а а> ° я
 >,« *=t си К S си о
 2 1 1 1 1 1 « о о Tf О О о о Tf О о со о о со о о СО о о со о о со о ю см ев у а> >> си я S си о я <и к ЭЯ (V о я я си я м >> <V о н я *2 со о о a я я си о со •я' 3 о си я О) о »я sr о \о со я о я си со о- я о >. н а СО я СО a а, * си с си СО со м •я о я СО н СО н си СГ я я
 си ч О СО и н
 о со я <и * е t< а>
 я
 я <и § я н Э а л о е* СО 0 СХ
 VO 5 о сО м К s 1 50
 I * О о 5Й >» са г-
 S
 3 х «*> 1? гг S.S й S со м си 03 * я
 S 5«
 OS
 >?*
 КС си
 « g
 <U о S о оо о 00 о о со о LO о LO о LO о о о о о со о со о со * *
 ж си
 <и с:
 S
 |§
 ** %
 - «
 я си
 Я со
 я м
 я
 о н »я
 о <и
 а щ со a
 си я О* а) а)
 н
 о 3 О) со о S-> Я * S о 1=3 я
 я
 я
 си
 *
 о
 1=2 - л ° 4SB S ° Щ о Я к о. д с _ j3 2 ssg D ч * S « § Is* I &S 67
В одном плоском каркасе допускается не более двух различ¬
 ных диаметров продольных стержней, поперечная же арматура
 должна быть одного диаметра. Диаметр монтажных стержней
 принимается не меньше диаметров поперечной арматуры
 (табл. 10). Из плоских сварных каркасов могут быть собраны сдвоенные
 каркасы, соединяемые между собой дуговой сваркой, при этом
 рабочие стержни размещают вплотную друг к другу в горизон¬
 тальной или вертикальной плоскости (см. рис. 14, а, б). Каркасы сдвоенные, с двухсторонним расположением про¬
 дольных стержней и с рабочими стержнями, расположенными
 вплотную, изготовляют только из горячекатаной арматуры пери¬
 одического профиля классов А-I и A-II. Рекомендуется, как наиболее удобные при бетонировании,
 применять каркасы с односторонним расположением продольных
 стержней. При горизонтальном расположении каркасов в пери¬
 од бетонирования нежелательно применять те из них, продоль¬
 ная арматура которых расположена вплотную друг к другу;
 сдвоенные каркасы с шахматным расположением продольных
 стержней применять не разрешается. Плоские каркасы укладывают в различных сочетаниях. Пе¬
 ред укладкой в опалубку их рекомендуется соединять в прост¬
 ранственные каркасы поперечными соединительными стержнями,
 привариваемыми точечной или дуговой сваркой. В конструкциях подкрановых балок и шпал, подвергающих¬
 ся действию многократно повторяющейся подвижной или пуль¬
 сирующей нагрузки, в элементах монолитных конструкций слож¬
 ной конфигурации, а также плитах с большим числом различ¬
 ных отверстий следует применять вязаные каркасы и сетки. 4. ОТОГНУТЫЕ СТЕРЖНИ При армировании элементов железобетонных конструкций
 вязаными каркасами ненапрягаемую арматуру в местах значи¬
 тельных поперечных сил устраивают в виде отогнутых стержней,
 воспринимающих главные растягивающие напряжения. В свар¬
 ных каркасах отогнутые стержни применять не рекомендуется.
 Отгибы размещают симметрично по отношению к продольной оси
 элемента, при этом непосредственно у боковых граней отогну¬
 тые стержни располагать нежелательно. Плавающие, т. е. неза¬
 крепленные, отгибы применять нельзя. Стержни отгибают под углом 45°, а места перегибов выпол¬
 няют по дуге окружности радиусом не менее 10 d. В балках
 высотой более 800 мм и в балках-стенках отгибы могут быть
 под углом 60°, а в низких элементах и в местах сосредоточенных
 грузов — 30° (рис. 15). 58
Концы отогнутых стержней должны иметь прямой участок
 длиной не менее 20 d, если он расположен в растянутой зоне,,
 и не менее 10 d — в сжатой. При высоте отгибов, превышающей
 1 м, прямого участка может не быть. Рис. 15. Отогнутые стержни и крюки гладких стержней. Отогнутые стержни гладкой арматуры на концах должны;
 иметь крюки. Гладкие ненапрягаемые рабочие стержни вязаных каркасов
 и сеток должны иметь полукруглые крюки на концах. Крюки
 необходимы для предотвращения скольжения концов арматуры
 и ее анкеровки. В конструкциях из тяжелого бетона диаметр крю¬
 ков принимают не менее 2,5 d, а длину прямого участка — не
 менее 3 d (см. рис. 15). При машинной заготовке крюков прямой
 участок отсутствует. Иногда допускаются косые и прямые крюки. Без крюков на концах изготовляют сварные сетки, сварные
 каркасы и стержни периодического профиля, так как они имеют
 достаточную анкеровку с помощью выпусков. Без крюков могут
 быть гладкие рабочие стержни центрально сжатых элементов
 (при d < 12 мм). Анкеровка ненапрягаемой арматуры осуществляется выпус¬
 ком сеток, каркасов и стержней за грань опоры или сечения,
 в котором арматура не нужна по расчету. Величина выпуска
 принимается 5—50 d, в зависимости от типа арматуры, марки
 бетона, условий работы конструкции, величины и вида напря¬
 женного состояния стали. С целью надежной анкеровки продольных стержней на край¬
 них свободных опорах изгибаемых элементов длина выпуска
 растянутых стержней за внутреннюю грань опоры принимается
 (рис. 16): /а >5 d, если поперечная арматура не требуется по расчету,
 т. е. Q <RPbh0; /а > 15 d, если поперечная арматура требуется по расчету, Ъ to rsf, 5. АНКЕРОВКА НЕНАПРЯГАЕМОЙ АРМАТУРЫ т. е. Q 59
При марке тяжелого бетона не ниже 200 для стали классов
 A-II, А-Пв, A-III длина выпуска /а может составлять 10 d. К сварным сеткам и каркасам с продольной рабочей армату¬
 рой из круглых гладких стержней должно быть приварено не
 менее двух поперечных стержней на длине /а с dA > 0,5 d, а если
 поперечная арматура по расчету не требуется — то хотя бы
 один (см. рис. 16). Расстояние от конца каркаса или сетки до
 анкерующего стержня принимается: с < 15 мм — при d < 10 мм с < 1,5с? — при с?>10 мм. da>0,5d J f///////////\ Рис. 16. Анкеровка сварных сеток и каркасов на сво¬
 бодных опорах:
 а — в плите; б — в балке. Если обеспечены дополнительные мероприятия по анкеров-
 «е арматуры, значения /а можно уменьшить. 6. СТЫКИ СТЕРЖНЕЙ, СЕТОК И КАРКАСОВ Стержни из горячекатаной стали классов А-I, A-II, A-III
 обычно соединяют между собой контактной, электродуговой и
 ванной сваркой — в стык, внахлестку, с накладками и подклад¬
 ками (рис. 17). В стык соединяют горячекатаные стержни диаметром не менее
 10 мм на контактных стыковых машинах. При отсутствии сты¬
 ковых машин, а также в период монтажа арматуры, стыки вы- 60
полняют электродуговыми швами или (при d> 20 мм) ванной
 сваркой. Электродуговой сваркой делают стыки внасхлестку и с на¬
 кладками (см. рис. 17,6, в). Стыки внахлестку выполняют так,
 чтобы при передаче усилия от одного стержня к другому не воз¬
 никало изгибов. Стержни прикрепляют один к другому электро-
 сварными швами общей длиной не менее 10 d — для арматуры о б h-0y25d г Рис. 17. Стыки стержней: а — в стык контактной сваркой; б — внахлестку сварным швом; в =■
 с накладками сварным швом; г —в стык с заваркой торцов на
 подкладках. периодического профиля и 8 d — для гладкой арматуры. Общая
 длина шва состоит из одного, двух или четырех швов, располо¬
 женных с одной или двух сторон соединения и соответственно
 имеющих длину 10 (8) d, 5 (4) d, 2,5 (2) d. Между торцами сты¬
 куемых стержней предусмотрен зазор не менее 2 мм и не более 0,5 d. Для соединения стержней d> 20 мм можно применять ван¬
 ную и электродуговую сварку с подкладками и накладками, что
 дает возможность сократить длину шва до 2 d. Толщина под¬
 кладок принимается 0,2 d, но не менее 4 мм (см. рис. 17,г). 61
К соединяемым стержням крепят подкладки, затем между их
 дном и специальными электродами создают электрическую дугу,
 вследствие чего торцы стержней расплавляются и соединяются
 между собой. Стыки ненапрягаемой рабочей арматуры d < 32 мм, сварных
 и вязаных сеток и каркасов из сталей всех классов, кроме А-И1в и и и A-IV, можно выполнять внахлестку без
 сварки. В зависимости от вида арматуры*
 марки бетона, условий работы и напря¬
 женного состояния стержней концы рабо- f5~50d че® аРматУРы сварных и вязаных сеток —LJ н и каркасов пропускают один за другой на ШЩГ~’9" й г J2/J Ж250 * А л /7, d Ш >250 + , а, б ш ш 1 1 Г-1 Г расстояние не менее чем 15—50 d; для
 растянутых стержней эти расстояния при¬
 нимают не менее 250 мм, для сжатых —
 200 мм. При этом руководствуются ука¬
 заниями и таблицами СНиП. Стыки рас¬
 полагают вразбежку. При стыковании се-
 fi б б, ток из гладкой арматуры в каждой из них / по длине стыка в рабочем направлении I /5*500,1 • укладывают не менее трех поперечных
 й2 |- 4 ^ стержней, которые могут быть с разных /1Ш сторон стыка и в разных плоскостях. При 0 стыковании сеток из стержней периоди- °2 ,.. 50-too d - ческого профиля их желательно распола-
 л\л л „ у1 ш гать в одной плоскости (рис. 18). Жчг, , ( е Стыки сварных сеток в нерабочем на- ~Шо Г1 1~*. . <tf правлении устраивают, заводя \ друг за —• ър%' 1 * V *' друга ноперечные стержни — на 50 мм,
 й2 если диаметр распределительной армату¬ ры меньше 4 мм, и 100 мм при d2 > 4 мм
 сеток-18 Стыки сварных (см. рис. 18, е). При d\ > 16 мм стык пе- а б в, г, д — в направлении рекрЫВаЮТ СеТКЗМИ (СМ. РИС. 18, ж) . рабочих стержней: е. ж — в СварНЫе СОеДИНеНИЯ ВЫСОКОПрОЧНОИ
 напрявлении распределитель- « ных стержней (dt — рабочие ЗрМЗТурНОИ ПрОВОЛОКИ, ЗрМЗТурНЫХ ПрЯ* тельные”* dt ~распредели' дей и канатов (тросов), как правило, не допускаются. § 8. Напрягаемая арматура 1. РАСПОЛОЖЕНИЕ НАПРЯГАЕМОЙ АРМАТУРЫ Для напрягаемой арматуры предварительно напряженных
 конструкций применяется высокопрочная гладкая и периодиче¬
 ского профиля проволока классов B-II и Вр-ll, арматурные
 пряди, пучки и канаты, термически упрочненная стержневая
 сталь классов Лт-VI, Ат-V, At-IV, горячекатаная стержневая 62
сталь периодического профиля классов A-V, A-IV, А-Ill, А-Шв
 и А-Пъ. в зависимости от условий работы и категорий трещино-
 стойкости конструкций. Таблица И Напрягаемая арматура предварительно напряженных конструкций . Для 1-й категории
 трещи нестойкости Для 2-й категории
 трещи ностой кости Для 3-й категории
 трещиностойкости щ Высокопрочная прово¬
 лока классов B-II и
 Вр-11, пряди, сталь клас¬
 сов Ат-VI, Ат-V, A-V Сталь классов A-IV,
 Ат-IV, A-IIIb с контролем
 напряжений и удлинений оеимущественно применяет Высокопрочная прово¬
 лока классов В-II и
 Вр-II, пряди, канаты,
 сталь классов At-VI,
 At-V, A-V, A-IV, А-Шв
 с контролем напряжений
 и удлинений Допускается к применению Сталь классов Ат-IV,
 A-III, А-Шв с контро¬
 лем удлинений, А-Пв с
 контролем напряжений и
 удлинений ся Горячекатаная сталь
 классов A-IV, A-V, At-V,
 А-Шв с контролем на¬
 пряжений и удлинений Сталь классов At-IV,
 A-III, А-Шв с контро¬
 лем удлинений, А-Пв с
 контролем напряжений и
 удлинений, а также
 обыкновенная проволока
 класса В-1 Примечание. Для конструкций, работающих в особых условиях,
 имеется ряд других рекомендаций и ограничений (см. СНиП II-B. 1—62*). Напрягаемая высокопрочная проволока применяется в виде
 одиночных, сдвоенных и строенных параллельных и свитых
 проволок (прядей) или расположенных плотными рядами, или
 в виде однорядных, многорядных или сплошных арматурных
 пучков (рис. 19). Семипроволочные арматурные пряди и много-
 прядные канаты применяются раздельно или в виде однорядных
 пучков. В рядах и пучках между проволоками, прядями и канатами
 предусматриваются зазоры определенных размеров. Зазоры об¬
 разуются устройством в анкерах распределительных отверстий,
 в которые пропускаются проволоки, или размещением прокла¬
 док между проволоками. Внутри пучков устанавливают направ¬
 ляющие диафрагмы или спирали, к которым проволочными
 скрутками прижимают арматуру. Стержневую напрягаемую арматуру изготовляют из горяче¬
 катаной стали; ее располагают в конструкциях в виде отдель¬
 ных стержней или групп из двух, трех и более стержней, укла¬
 дываемых вплотную (см. рис. 19). Предварительно напряженные конструкции могут быть цель¬ 63
ные или составные, собираемые из отдельных ненапрягаемых
 или предварительно напряженных элементов. Арматура натяги¬
 вается механическим способом при помощи домкратов»
 натяжных машин и поворотных столов или термическим спосо¬
 бом, основанным на использовании укорочения нагретой стали. Натяжение арматуры может быть выполнено до затвердения
 бетона, с закреплением ее на упорах, поддонах и формах или
 после затвердения, с непосредственным натяжением на бетон. I Л и Юмм / чь -<>-
 -ф- -*h -<>- -<>- 1204BIJ СМ, Лг 10мм *15мм\ t I 8 ^
 (ННН)- -9Р- ЗР-
 (МММ)- -9?- 49- 24056р/7
 Продолона 3604ВЗ 180AQJ1 >25мм 1805 ВпП 5О05ВП Пучни 106П7 4028Д/7 Стержни Рис. 19. Расположение напрягаемой арматуры и ее обозначения на чер¬
 тежах: 1 — отдельные проволоки; 2 — сгруппированные по две-три параллельные или сви¬
 тые проволоки; 3 — ряды проволок, расположенных вплотную; 4 — однорядный
 и многорядный пучки из проволок; 5 — однорядный пучок из семипроволочных
 прядей; 6 — стержневая горячекатаная арматура; 7 — анкер; 8 — распределитель¬
 ная звездочка; 9 — спираль. При натяжении на упоры применяют высокопрочную прово¬
 локу, пряди или горячекатаную стержневую арматуру. В этом
 случае после укладки бетона и приобретения им достаточной
 прочности освобождают натяжные приспособления, и арматура,
 сокращаясь, сжимает бетон. При натяжении арматуры на затвердевший бетон применяют
 горячекатаные стержни, пучки, канаты или высокопрочную про¬
 волоку. Напрягаемую арматуру пропускают в оставленные при
 бетонировании каналы или размещают снаружи элемента, натя¬
 гивают домкратами или другим способом и закрепляют специ¬
 альными анкерами. Затем в каналы нагнетают цементный рас¬
 твор или цементное тесто, служащие для сцепления арматуры
 с бетоном и предохранения стали от коррозии. При расположе- 64
нии арматуры на поверхности конструкции ее покрывают слоем
 бетона или раствора (способом торкретирования или др.). Каналы для напрягаемой арматуры устраивают следующим
 образом: до бетонирования изделий на проектных отметках з
 арматурный каркас укладывают и закрепляют стальные оболоч-
 ки-каналообразователи из гофрированных или гладких трубок,
 которые оставляют в изделии после бетонирования. В качестве
 каналообразователей используют также оболочки из резиновых
 шлангов, стальных спиралей или стержней; такие оболочки,
 после бетонирования извлекают. При непрерывном армировании напрягаемую арматуру с нуж¬
 ным усилием наматывают в виде непрерывной проволочной нити
 на затвердевший бетон или выступы вращающейся металличес¬
 кой формы. Перед намоткой на выступы надевают трубки, вместе
 с которыми отформованный железобетонный элемент снимают
 с формы, а напряжение, до этого воспринимавшееся формой,
 через оставшиеся в элементе трубки передают на бетон. В предварительно напряженных конструкциях, кроме напря¬
 гаемой арматуры, есть и ненапрягаемая (рис. 20). Ее
 располагают ближе к наружным поверхностям элементов, так,
 чтобы хомуты или поперечные стержни охватывали одновремен¬
 но с ненапрягаемыми стержнями и напрягаемую арматуру,
 обычно располагаемую внутри каркасов. Для увеличения жесткости и трещиностойкости конструкций
 и уменьшения их веса применяют наиболее рациональные мно¬
 гопустотные, ребристые, тавровые и двутавровые сечения (см.
 рис. 20). 3 0-1350 2 / » 3 X 3 Рис. 20. Размещение напрягаемой арматуры в сечениях: 1 — напрягаемые арматурные пучки, проволока, стержни или канаты; 2
 ненапрягаемая арматура; 3 — хомуты или поперечные стержни; 4 —■ конст¬
 руктивные стержни.
При расположении проволок с зазором в свету не менее 5 мм
 расстояние между рядами принимается не менее 10 мм, а меж¬
 ду рядами проволок, уложенных вплотную, — не менее 15 мм. Расстояние в свету между натягиваемыми стержнями, прядя¬
 ми, пучками, канатами, а также между каналами, должно быть
 не менее их диаметра, но не менее 25 мм (при горизонтальном
 или наклонном положении во время бетонирования). Кроме то¬
 го, остаются в силе все требования, предъявляемые к размеще¬
 нию ненапрягаемой арматуры в сечениях. Толщина защитного слоя (расстояние до поверхности кана¬
 ла) при расположении напрягаемой арматуры в каналах в слу¬
 чае натяжения на бетон, принимается: 1. Если в каналах по одному пучку или стержню — не менее
 20 мм; не менее половины диаметра канала и не менее d; для
 стержней и канатов d> 32 мм. 2. При групповом расположении пучков, прядей или стерж¬
 ней — не менее 80 мм для боковых стенок, и для нижних стенок
 не менее 60 мм и не менее половины ширины канала (см.
 рис. 20). Если напрягаемая арматура расположена снаружи сечения
 элемента или в пазах, толщина защитного слоя (после торкре¬
 тирования или обетонирования) принимается не менее 20 мм\
 при этом должны соблюдаться все требования, предъявляемые
 к ненапрягаемой арматуре. В предварительно напряженных элементах, армируемых
 стержнями периодического профиля или арматурными прядями
 без анкеров, толщину защитного слоя бетона на участках анке-
 ровки арматуры у концов элементов принимают не менее 2d и
 не менее 40 мм для стержней или 20 мм — для прядей. При со¬
 ответствующих условиях допускаются отступления от этих тре¬
 бований, тогда в пределах опорных участков устанавливают до¬
 полнительную поперечную арматуру в виде корытообразно со¬
 гнутых сварных сеток или поперечных стержней, охватывающих
 все стержни продольной напрягаемой арматуры. Концы напрягаемой арматуры или анкера покрывают защит¬
 ным слоем бетона или раствора толщиной не менее 5 мм. 2. АНКЕРОВКА НАПРЯГАЕМОЙ АРМАТУРЫ В предварительно напряженных конструкциях концы напря¬
 гаемой арматуры должны иметь особо надежную анкеровку в
 бетоне. Напрягаемую арматуру натягивают на упоры (с последую¬
 щим бетонированием) или на затвердевший бетон. В случае натяжения арматуры на упоры при достаточной
 прочности бетона анкеровка стержней и проволоки периодиче¬
 ского профиля, гладкой свитой проволоки и прядей достигается £6
— td — ✓ к f—и 1 ■ - ■ ■Ц \ ■■ ■ * 2,5d U 6(J в непосредственным сцеплением бетона с рельефной поверхностью
 арматуры и тогда специальных анкеров не устраивают. Анкеров
 не имеет высокопрочная проволока периодического профиля диа¬
 метром до 5 мм и горячекатаная стержневая арматура периоди¬
 ческого сечения с выпуском за грань опоры не менее 4 dy если
 их укладывают в тяжелом бетоне марки не ниже 300 и с куби-
 ковой прочностью при обжатии Rq > 200 кгс/см2. В тяжелом бе¬
 тоне марки не ниже 400 и с R0 > >2Ъ0 кгс/см2 анкеров не устра¬
 ивают также при армировании
 прядями диаметром до 15 мм и
 арматурой, свитой из двух
 гладких высокопрочных прово¬
 лок диаметром до 3 мм. В других случаях арматура,
 натягиваемая на упоры, имеет
 недостаточное сцепление с бе¬
 тоном и ее изготовляют с ан¬
 керными устройствами на кон¬
 цах. Арматура, натягиваемая на
 отвердевший бетон, во веек
 случаях должна быть заанке-
 рена на концах. Есть много разнообразных
 методов анкеровки напрягае¬
 мой арматуры. Их выбирают в
 зависимости от вида напрягае¬
 мой арматуры, типа конструк¬
 ций и принятой технологии. Так, мягкую горячекатаную
 стержневую арматуру заанке-
 ривают приваркой к концам
 стержней опорных закладных
 деталей, коротышей, шайб, ли¬
 бо установкой гаек, или высад- ных головок. Эти выступы используют также для захвата при
 натяжении стержней (рис. 21). Чтобы не ослабить стержней, на¬
 резку для гаек выполняют по способу наката: резьба частично
 выдавливается наружу, происходит упрочнение металла и проч¬
 ность стержней не уменьшается. В другом случае к концам
 стержней стыковой сваркой приваривают наконечники с готовой
 резьбой для гаек. В процессе натяжения стержней гайки посте¬
 пенно подтягивают. При анкеровке твердой холоднотянутой высокопрочной про¬
 волоки сварка не допускается. Для натяжения арматуры на упо¬
 ры устраивают местные излучины проволоки, на которые Рис. 21. Анкеровка напрягаемой го¬
 рячекатаной арматуры: а —- приваренными коротышами: б —- при¬
 варенными шайбами; в—при помощи га¬
 ек; г — высадными головками; 1—сварка;
 2 — приваренный наконечник или нарезка
 на стержне; 3 — высадные головки; 4 —*
 втулка; 5 — шайба. 3*
При марке бетона
 ^300 надевают стальные изогнутые кольца, а в образовавшуюся петлю
 вставляют анкерные стержни (рис. 22). Если армирование непрерывное, проволоки заанкеривают в
 местах перегибов вокруг стальных трубок или других заклад¬
 ных деталей, надеваемых на
 штыри или упоры поддонов
 и форм. При натяжении проволо¬
 ки на бетон начало и конец
 витков закрепляют зажим¬
 ными плашками, болтами с
 гайками, шпильками, петля¬
 ми и т. п. (см. рис. 22). Для однорядных и много¬
 рядных пучков из отдель¬
 ных проволок и арматурных
 прядей, натягиваемых на бе¬
 тон, применяются анкера в
 виде стальных конусных про¬
 бок, вставляемых в стальные
 колодки (рис. 23,а). Концы
 арматурного пучка выпу¬
 скают из канала наружу
 через конусообразное отвер¬
 стие анкерной колодки и
 натягивают до заданного на¬
 пряжения домкратом двой¬
 ного действия. Затем пор¬
 шень домкрата запрессовы¬
 вает коническую пробку в
 колодку, зажимая проволо¬
 ку пучка. Анкеровка однорядных
 арматурных пучков из от¬
 дельных проволок произво¬
 дится гильзо-стержневыми
 анкерами заводского изго¬
 товления (см. рис. 23, б).
 Внутрь каждого конца пучка вставляют стержни с нарезкой, а
 поверх надевают гильзу из мягкой стали. Затем пропускаемый
 через обжимное кольцо металл гильзы течет, упрочняется и за¬
 прессовывает проволоки пучка. После натяжения пучка его за¬
 крепляют, навинчивая гайки концевого стержня. Для многорядных арматурных пучков из отдельных прово¬
 лок применяют анкера с высаженными на проволоках головка¬
 ми. Еще более мощные сплошные арматурные пучки закрепляют
 анкерами стаканного типа (см. рис. 23, в)* Рис. 22. Анкеровка напрягаемой высоко¬
 прочной проволоки: а — сцеплением арматуры с бетоном: б — при
 помощи изогнутых колец; в — при помощи
 трубок; г — петлями; д — болтами. 68
В местах расположения анкеров напрягаемой арматуры не¬
 обходимо обеспечить надежную равномерную передачу на бетон
 сосредоточенных усилий натяжения арматуры. С этой целью
 под анкерами и в местах опирания натяжных устройств устанав- Рис. 23. Анкеровка арматурных пучков: и — однорядных — стальной конусной пробкой; б — однорядных *= ^ильзо-стержневым ан¬
 кером; в — многорядных; 1 — арматурный пучок; 2 — стальная пробка; 3 — анкеоная ко¬
 лодка; 4 — опорный распределительный лист; 5 — патрубок; 6 — стальная трубка; 7 —
 <\»арные сетки; 8—концевой стержень; 9—гильза; 10—кольцо; 11—стакан; 12 — бетон;
 13 — гайка; 14 — высадные головки. ливают стальные закладные опорные листы, сварные сетки, до-
 иолнительные поперечные стержни или замкнутые хомуты. Ре¬
 комендуется увеличивать размеры сечения элементов на участ¬
 ках анкеровки и в местах опор (см. рис. 23, а и 24). Продоль¬
 ные и поперечные ненапрягаемые стержни в местах анкеровки
 приваривают к закладным деталям. Толщина распределительных стальных листов под анкерны¬
 ми колодками принимается 12—16 мм, а под гайками—не ме¬
 нее 20 мм. 69
Усиление торца сварными сетками или замкнутыми хомутами
 производится на участке /0п> равном двум длинам анкерных при¬
 способлений, а если их нет, то на участке /оп >10 d и /0п >
 >200 мм (рис. 24, а). Эти дополнительные сетки или хому¬
 ты устанавливают с шагом 5—7 см\ они охватывают всю
 продольную арматуру, в том числе и ненапрягаемую. Рис. 24. Усиление торцов предварительно напряженных элементов: а сварными сетками или дополнительными замкнутыми хомутами; б — дополнитель¬
 ными поперечными стержнями; 1 — уширение; 2 — ребра; 3 — напрягаемая арматура; 4 —
 каркасы; 5 — дополнительные стержни; 6 — дополнительные сетки или хомуты. Дополнительные поперечные стержни устанавливают на при-
 опорных участках /0п < 0,5 h (см. рис. 24, б) и надежно прива¬
 ривают к закладным деталям. Вместо них у торцов можно укла¬
 дывать поперечные корытообразные сетки, охватывающие верх¬
 нюю и нижнюю продольную арматуру.
Р АЗДЕЛ ВТОРОЙ
 РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ
 ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ Глава III ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАПРЯЖЕНИИ
 В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТАХ § 9. Напряженно-деформированные состояния 1. МЕТОД СЕЧЕНИЙ Чтобы рассчитать и сконструировать железобетонную конст¬
 рукцию, необходимо прежде всего определить внутренние усилия
 в характерных местах всех элементов, из которых эта конструк¬
 ция состоит. В зависимости от величины внутренних усилий в
 различных элементах конструкции принимаются соответствую¬
 щие размеры сечения и необходимое количество арматуры. Для определения внутренних усилий применяют метод сече¬
 ний. Он заключается в следующем. Условно разрезают элемент
 на две части; одну из них (обычно правую) отбрасывают, а, что¬
 бы не нарушилось равновесие, ее воздействие на оставшуюся
 часть элемента заменяют действующими внутренними усилиями.
 Получив таким образом расчетную схему, записывают сумму
 моментов всех внутренних усилий вокруг какой-нибудь характер¬
 ной точки, сумму проекций на продольную ось Z и поперечную
 вертикальную ось Y Ш = 0, EZ=0, ЕУ = 0. Решая эти уравнения равновесия, определяют внутренние
 усилия, строят эпюры и выводят расчетные формулы. Знаки, на¬
 правления усилий и виды деформаций можно быстро и безоши¬
 бочно определять с помощью предлагаемого автором ключа
 (рис. 25). Например, для левой отсеченной части и для всего элемента
 внешние силы, внутренние усилия и деформации, направленные
 вверх, вправо и по часовой стрелке имеют знак плюс, а направ¬
 ленные вниз, влево и против часовой стрелки — минус и на схе¬
 мах их откладывают в ту же сторону. Для правой части — знаки противоположные. Таким образом, растягивающие внешние силы, внутренние
 усилия и деформации направлены в сторону от элемента или от
 его отсеченной части, а сжимающие — к элементу или его отсе¬
 ченной части (см. точки, стрелки и знаки на рис. 25). 71
На расчетных схемах и эпюрах стрелками указывают направ¬
 ление действия внешних сил и внутренних усилий в зависимости
 от вида деформации и знака (рис. 25). Чтобы записать уравнение равновесия 2М = 0, поочередно
 складывают произведения всех внешних сил и внутренних уси¬
 лий на их расстояния до рассмат¬
 риваемой точки (моменты) со зна¬
 ками плюс или минус. Чтобы записать уравнения
 равновесия 2Z = 0 и 2 К = О,
 х-поперечная ось поочередно складывают все внеш¬
 ние силы и внутренние усилия на
 ось Z или Y со знаками плюс или
 минус. Решая уравнения равновесия,
 при переносе какого-либо выра¬
 жения через знак равенства, знак
 перед ним (плюс или минус) ме¬
 няют на противоположный. Z* продольная ось Рис. 25. Ключ знаков, направлений
 усилий и видов деформаций для
 всего элемента и erq левой условно
 отсеченной части 2. СТАДИИ НАПРЯЖЕННО-ДЕФОРМИРОВАННЫХ
 СОСТОЯНИЙ ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ В изгибаемых железобетонных элементах в месте наибольше¬
 го напряжения за время от начала загрузки до разрушения по¬
 следовательно возникают три стадии напряженно-деформирован¬
 ных состояний (рис. 26)- Стадия I. В начале загрузки при небольших нагрузках и ма¬
 лых изгибающих моментах появляются только упругие деформа¬
 ции, пропорциональные незначительным напряжениям, поэтому
 бетон воспринимает и сжимающие напряжения Об < Rp, и рас¬
 тягивающие Об.р < Яр. В этом случае эпюра напряжений в бето¬
 не растянутой и сжатой зон имеет треугольное очертание (см.
 рис. 26, /). По мере увеличения нагрузки развиваются пластические де¬
 формации, которые растут быстрее напряжений, и эпюра напря¬
 жений приобретает криволинейное очертание (см. рис. 26, II).
 Когда максимальное напряжение аб.р в бетоне растянутой зоны
 достигает предела его прочности при растяжении, т. е. при аб.р =
 = Rv, наступает конечный этап I стадии, называемый стади-
 е й 1а. Расчетная эпюра напряжений принимается в растянутой
 зоне прямоугольной, а в сжатой — треугольной (см. рис. 26, III).
 Напряжения в арматуре растянуто'й зоны равны: са - 2лЯр, (20) где п-% 72
Стадия la положена в основу расчетов по образованию тре¬
 щин и деформациям (до появления трещин). Стадия II. При дальнейшем увеличении нагрузки напряже¬
 ния в бетоне растянутой зоны превышают его предел прочности
 при растяжении <Тб.Р > Rp. Тогда здесь появляются трещины,
 которые постепенно распространяются до нейтрального слоя,
 и все растягивающие усилия воспринимает только арматура.
 Растянутый бетон почти полностью выключается из работы.
 Фактическая эпюра напряжений сжатой зоны — криволинейная,
 однако, для упрощения расчетов, расчетную эпюру принимают
 прямоугольной (см. рис. 26,4 и 5). Рис. 26. Стадии I, II, III напряженно-деформированных со¬
 стояний при изгибе: 1, 2, 4, 6 — фактические эпюры напряжений; 3, 5, 7 — расчетные. По стадии II рассчитывают величину раскрытия трещин и
 жесткость изгибаемых железобетонных элементов. Стадия III—стадия разрушения. С увеличением нагрузки
 трещины в бетоне растянутой зоны раскрываются; напряжения
 в бетоне и арматуре достигают предельных значений и наступа¬
 ет разрушение. Оно происходит в тот момент, когда напряжение
 в арматуре достигает ее расчетного сопротивления Ra или когда
 напряжение в сжатой зоне бетона достигает предела его проч¬
 ности на сжатие при изгибе /?и. Фактическая эпюра напряжений
 сжато'й зоны бетона также криволинейная, а расчетную прини¬
 мают ПрЯМОуГОЛЬНОЙ (СМ. рИС. 26,6 И 7), HO С Об = Ru- Стадия III положена в основу расчетов по первому предель¬
 ному состоянию. По мере увеличения нагрузок и напряжений нейтральная ось
 сечений изгибаемых элементов постепенно перемещается к ежа*
 той грани. 73
F 0*0 I
 * > *L F« oo Упор
 — #■ <*» 74 » ' "I — — * 4-1 — * —
 I — Og / 3. НАПРЯЖЕННО-ДЕФОРМИРОВАННЫЕ СОСТОЯНИЯ
 ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ В изгибаемых предварительно напряженных элементах в пе¬
 риод изготовления могут образоваться трещины в зоне сечения, которая должна работать на
 сжатие. Чтобы предотвра¬
 тить появление трещин, на¬
 прягаемую арматуру в изги¬
 баемых элементах часто рас¬
 полагают не только в растя¬
 нутой зоне F„, но и в сжатой FH, при этом /7н = 0,2-г-
 -г- 0,25 Fn. Предварительно напря¬
 женные железобетонные эле¬
 менты при изготовлении и во
 время работы под нагрузкой
 также испытывают три ста¬
 дии напряженно-деформиро¬
 ванных состояний. При натя¬
 жении арматуры на упоры и
 на бетон характер работы
 изгибаемых элементов под
 нагрузкой одинаков. Некото¬
 рые отличия наблюдаются
 лишь вначале (рис. 27). Стадия I. При натяжении
 арматуры на упоры в изги¬
 баемых предварительно на¬
 пряженных элементах в ста¬
 дии I различают шесть на¬
 пряженно-деформированных
 состояний, которые называ¬
 ют: стадия 1Ь 12, 13, I4, Is и 1в-
 Стадия I]. Арматура площадью сечения FH и Fн
 уложена в форму; напря¬
 жения в арматуре а и а'
 равны нулю. Стадия 12. Арматура
 натянута до заданных на¬
 чальных контролируемых на¬
 пряжений он. к и ан. к, которые
 Рис. 27. Стадии напряженно-деформиро- обычно равны между собой. ванных состояний предварительно напря- п „ „ т ™ женного изгибаемого элемента при натя- Стадия I3. Элемент за- жении арматуры на упоры. бетонирован, происходит О* э £ 74
твердение и усадка бетона. Из-за податливости зажимов, дефор¬
 мации формы, релаксации стали и изменения температуры
 происходят первые потери напряжений арматуры апь удержи¬
 ваемой упорами. Напряжения арматуры вследствие первых
 потерь составляют: / / °н. к °п1 И Он> к 0П1. (21) Стадия 14. После приобретения бетоном требуемой проч¬
 ности арматуру снимают с упоров и она, сокращаясь, сжимает
 бетон. В результате обжатия бетона несимметричной арматурой > Fн) элемент выгибается вверх, т. е. в сторону, обратную
 прогибу от эксплуатационных нагрузок. В результате обжатия бетона напряжения в арматуре уменьшаются на -р • об = ть L в и равны: / / / ®Н. К ®п1 И Сн. к °п1 ““ ЛОбн* (22) С т а д и я I5. С течением времени в результате усадки и пол¬
 зучести бетона происходят вторые потери напряжений арматуры
 оп2 и соответствующие им потери напряжений бетона. Таким об¬
 разом, установившиеся напряжения арматуры перед загружени- ем элемента с учетом всех потерь будут равны: / / / °Н. К flGQo и Он> к 0П ПОбо, (23) при этом полные потери * i / / Зп = 0п1 + оп 2 И ап = оп1 + ап2. (24) Стадия 16. После загружения элемента внешней нагруз¬
 кой возникает изгибающий момент и растягивающие усилия на
 уровне арматуры FH, которые гасят здесь сжимающие предвари¬
 тельные напряжения в бетоне. Поэтому Об = 0, а напряжение в
 арматуре °0 = Зн. к Оп# Стадия Iа. При дальнейшем увеличении нагрузки и изги¬
 бающего момента растягивающие напряжения в бетоне растя¬
 нутой зоны достигают предела прочности при растяжении Rp.
 Тогда образуются трещины, что свидетельствует о наступлении
 стадии Iа. Как и в обычных элементах, учитывая развитие пла¬
 стических деформаций, расчетную эпюру напряжений в бетоне
 сжатой зоны принимают треугольной, а в бетоне растянутой зо¬
 ны — прямоугольной. Если напряжения в бетоне повышаются от
 нуля до Rp, напряжения в арматуре повышаются на 2nRv и со¬
 ставляют: 00 + 2nRp. (25) 75
Стадия Iа положена в основу расчетов по образованию тре¬
 щин и по деформациям. Стадия II. При увеличении нагрузки и изгибающего момента
 в бетоне растянутой зоны увеличиваются и раскрываются тре¬
 щины, постепенно распространяющиеся до нейтрального слоя,
 т. е. наступает стадия II, принятая в основу расчетов по дефор¬
 мациям и раскрытию трещин. Стадия III. Затем ниже нейтрального слоя растягивающие
 напряжения в арматуре достигают расчетного сопротивления
 (предела прочности) арматуры Rа выше нейтрального слоя
 сжимающие напряжения в бетоне достигают расчетного сопро¬
 тивления (предела прочности) бетона на сжатие при изгибе
 и наступает разрушение. Стадия III положена в основу расчетов
 по первому предельному состоянию (см. рис. 27). Как и в обыч¬
 ных железобетонных элементах, фактическая криволинейная
 эпюра напряжений сжатой зоны бетона имеет значительный вы¬
 гиб, вследствие чего расчетная эпюра принимается прямоуголь¬
 ной. На рис. 27 видно, что в момент разрушения предварительна
 напряженная арматура сжатой зоны не достигает расчетного со¬
 противления стали при сжатии Ra.с. Поэтому в изгибаемых, цент¬
 рально сжатых, внецентренно сжатых и внецентренно растянутых
 (с большим эксцентриситетом) предварительно напряженных
 элементах напрягаемую арматуру сжатой от действия внешних усилий зоны, имеющую сцепление с бетоном, вводят в расчет с / напряжением ос, а не с Ra,с: ас = 3600 — ттОо> (26) где с'о — растягивающее предварительное напряжение в армату¬
 ре сжатой зоны; пи — коэффициент точности натяжения арматуры (см. § 11). 4. НАПРЯЖЕННО-ДЕФОРМИРОВАННЫЕ СОСТОЯНИЯ ЦЕНТРАЛЬНО РАСТЯНУТЫХ
 ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ Центрально растянутые предварительно напряженные эле¬
 менты испытывают такие же напряженно-деформированные со¬
 стояния, как и растянутая зона изгибаемых элементов, но на¬
 пряжения и деформации здесь распределяются равномерно по
 длине бруса и по высоте сечений (рис. 28). Рассмотрим характер работы центрально растянутого элемен¬
 та при натяжении арматуры на упоры (см. рис. 28, а). Стадия Ij. Арматура с напряжением а = 0 уложена в
 форму. Стадия 12. Арматура натянута до требуемого начального
 контролируемого напряжения ан.к. П
Стадия 1з- Элемент забетонирован, происходит твердение
 и усадка бетона. В этот период наблюдаются первые потери на¬
 пряжения арматуры Оль которые, как указывалось выше, явля- /. 1 0=0 Ъ=0 Упор |_ НЛ % «а оМ ^тГ %t | | •35 L ^НН~ Чп ~ L. Щ Я | 1 jfjfj ■а >5 \ 1 ! ’бо /5 Гг II Л' &L ®нн П Nn 0=0 и- бн 7- о<*0 и % No ft. о -а НК Чг? / ' с I Л § s: IU-J @нн~ Я? * ?nRp ] ПЩ s П1 i \1 □ □ □ ГЩ 1а. I: »т > a Г егу /// °m-4 *2"RP III N * N А N % Рис. 28. Стадии напряженно-деформированных состояний центрально растяну¬
 тых элементов: а — натяжение арматуры на упоры; б — натяжение арматуры на бетон., ются следствием податливости зажимов, деформации формы,
 релаксации стали и изменения температуры. Напряжение в ар¬
 матуре равно: 0„.«—о„1. (26а) Стадия I4. После приобретения бетоном требуемой проч¬
 ности арматуру снимают с упоров и при сокращении она 77
сжимает бетон. Вследствие обжатия бетона до напряжений аб,
 напряжение в арматуре уменьшается на поъ и будет равно: 0н. к ®п1 ПЗб. н» (27) Стадия I5. С течением времени вследствие усадки и пол¬
 зучести бетона происходят вторые потери напряжений армату¬
 ры оП2, которая перед загружением элемента будет иметь на¬
 пряжение ®н. к °п па60, (28) где СГц = Оп1 “1“ Од2- Напряжение в бетоне уменьшается до об0. Стадия 1в. После приложения постепенно возрастающей
 внешней нагрузки напряжение предварительного обжатия бето¬
 на уменьшается и при Об = 0 напряжение арматуры составляет: <*н. к ап» (29) Стадия 1а. При дальнейшем увеличении нагрузки растя¬
 гивающие напряжения в бетоне достигают предела прочности
 при растяжении Rp, образуются трещины и наступает конец ста¬
 дии I а. С увеличением напряжений в бетоне от нуля до Rv напря¬
 жения в арматуре повышаются на 2nRv и равны: °н. к — °п 2nRp. (30) Стадия Iа положена в основу расчетов по образованию тре¬
 щин. По сравнению с обычным железобетоном напряжение ар¬
 матуры перед образованием трещин увеличилось на ан.к — сгп.
 Этим объясняется почему предварительно напряженный желе¬
 зобетон имеет повышенную трещиностойкость. Стадия II. При повышении нагрузки появляются и раскрыва¬
 ются трещины и растянутый элемент работает в стадии II, поло¬
 женной в основу расчетов по раскрытию трещин. Стадия III. Затем напряжение достигает расчетного сопротив¬
 ления (предела прочности) арматуры R& при растяжении и на¬
 ступает разрушение, т. е. стадия III, положенная в основу рас¬
 четов по первому предельному состоянию. Следовательно, предварительное напряжение не оказывает
 никакого влияния на несущую способность центрально сжатых
 элементов, зато оно повышает их трещиностойкость и жесткость. При натяжении арматуры на бетон (см. рис. 28, б) последо-
 сательность напряженных состояний такая же, как и при натя¬
 жении на упоры, но первые стадии иначе характеризуют процесс
 натяжения арматуры, а контролируемое напряжение арматуры
 определяется с учетом обжатия бетона по формуле Он. К flOQ. (^1) 78
\ кроме того, учитываются потери напряжений в период тре¬
 ния арматуры о стенки каналов при натяжении, а релаксация
 стали происходит во время вторых потерь. Рассмотрим рис. 28, б: Стадия 1ь Элемент забетонирован, происходит тверде¬
 ние и усадка бетона без напрягаемой арматуры, Об = 0. Затем
 арматуру вводят в канал, но не натягивают, а = 0. Стадии 1г и 13 отсутствуют. Стадия I4. Арматура заведена в каналы и натянута, бетон
 обжат и имеет напряжение <7б- Произошли первые потери напря¬
 жений арматуры сгш за счет деформаций анкеров и трения арма¬
 туры о стенки каналов. Напряжение арматуры составляет: °Н. К ап1 Н* (32) Стадия I5. С течением времени произошли вторые потери
 напряжений арматуры аП2 вследствие релаксации стали, усадки
 и ползучести бетона. Напряжение бетона уменьшилось до Обо,
 а напряжение арматуры равно: Он. к ПОбО- (33) Стадия I6, la, II, III при натяжении арматуры на бетон и
 при натяжении на упоры одинаковы (см. рис. 28, а, б). . В нормах приняты обобщенные обозначения напряжений на¬
 прягаемой арматуры — а0> <V ан, ан, где а0, ао—напряжения ар¬
 матуры в момент погашения предварительного обжатия бетона
 (см. рис. 27 и 28); ан, а'н — напряжения арматуры после обжатия
 бетона. § 10. Потери предварительного напряжения арматуры Чтобы достичь максимальной устойчивости конструкций от
 появления и раскрытия трещин, для конструкций 1-й и 2-й кате¬
 горий трещиностойкости начальное контролируемое предвари¬
 тельное напряжение арматуры ан.к принимается по возможности
 наибольшим. С течением времени начальное предварительное на¬
 пряжение арматуры постепенно уменьшается, поэтому в расче¬
 тах предварительно напряженных железобетонных конструкций
 учитывают потери предварительного напряжения арматуры, ко¬
 торые происходят под влиянием следующих факторов. <Л — потери от усадки бетона. При твердении бетона в воз¬
 душной среде происходит его усадка. Бетон, подвергаясь усадке,
 сжимает арматуру, что приводит к уменьшению ее относитель¬
 ного удлинения и напряжения. Потери предварительного напряжения в арматуре от усадки бетона принимают: при натяжении на упоры ах = 400 кгс1см1\ при натяжении на бетон ах = 300 кгс^см2. 70
1§ £ г! <Ч> * I О О 0
 8 1 Со сз X О н О) VO о U о к 4> * к н К н о О) 5Г >. СО к о С н о « К X О) к к о. с СЗ аз о X л <D Н К CU СЗ со SC 0> (О. е из си (U н о с к X X (U Ч 0> < 0> о- § £ К •0- со Си О CN О *—< си
02 — потери от ползучести бетона. С течением времени в бе¬
 тоне, воспринимающем сжимающее предварительное напряже¬
 ние, происходят деформации ползучести, вследствие чего элемент
 становится несколько короче, относительное удлинение напря¬
 женной арматуры уменьшается и частично происходят потери
 начального напряжения в арматуре. При натяжении арматуры на упоры где Еа и Еб — модули упругости арматуры и бетона; R0 — кубиковая прочность бетона при его предварительном обжатии; аб — сжимающие напряжения в бетоне непосредственно после его обжатия, определяемые на уровне центров тяжести арматуры; k — коэффициент; k = 1, если применяют высокопрочную проволоку;
 k — 0,8 — при применении других видов арматуры. При натяжении арматуры на бетон а2 умножают на коэффициент 0,75. Если аб < 0,5R0, то выражение, стоящее в круглых скобках формулы (34),
 равно нулю. Определение потерь от ползучести бетона рекомендуется про¬
 изводить по графику (рис. 29). оз — потери от релаксации напряжений арматуры. В армату¬
 ре из высокопрочной проволоки и стали класса A-IV, испытыва¬
 ющих значительные напряжения, при постоянной деформации
 происходят структурные изменения, результатом которых явля¬
 ется релаксация (уменьшение) напряжений. Потери от релаксации напряжений арматуры из высокопрочной проволоки
 определяют по формуле При применении стали класса A-IV, значение а3 умножают на 0,4. Для других классов горячекатаной арматурной стали с3 = 0. Если а0 < 0,37#“ , то вычисленные значения потерь получаются отрицательными, поэтому для
 всех видов арматуры принимают а3 = 0. (J4 — потери от деформации анкеров. Деформации анкеров,
 обжатие шайб и прокладок вызывают укорочение предваритель¬
 но растянутой арматуры, вследствие чего происходят потери на¬
 пряжений (34) (35) (36) где / — длина напрягаемой арматуры, мм\ а
—деформация шайб или прокладок, расположенных между анкерами и
 бетоном. Обычно Xj = 1 мм на каждый анкер, но если он выполнен
 в виде плотно завинчиваемых гаек или клиновых шайб, то = 0; — деформация анкеров, принимаемая по 1 мм на каждый анкер или захват. кх+рв Рис. 30. График для определения потерь предварительного напряжения
 от трения арматуры о стенки каналов и поверхность бетона. 82
as — потери от трения арматуры о стенки каналов. Трение
 пучков, прядей или стержневой арматуры о стенки каналов во
 время натяжения приводит к потерям начального напряжения
 на величину as, определяемую по графику (рис. 30) или по фор¬
 муле °« = °о(1—JEEq*), (37> где а0—контролируемое предварительное напряжение арматуры без учета
 или с учетом потерь a0 = ан, кгс/см2;
 е—основание натурального логарифма; х—длина участка канала от натяжного устройства до расчетного сече¬
 ния, м (см. рис. 30); 0 — центральный угол дуги на криволинейном участке канала (см. рис. 30);
 k — коэффициент,, учитывающий отклонение канала от его проектного
 положения, определяемый по табл. 12; — коэффициент трения арматуры о стенки канала (см. табл. 12). Таблица 12 Коэффициенты k н Тип канала Коэффициент
 k, принимае¬
 мый на 1 м
 длины арма¬
 туры Коэффициент |1, принимае¬
 мый для пучков, пря¬
 дей й глад¬
 ких стерж¬
 ней стержней
 периодиче¬
 ского про¬
 филя Канал с металлической поверхностью 0,003 0,35 0,4 Канал с бетонной
 поверхностью образован жестким
 каналообразовате-
 лем образован гибким
 каналообразовате-
 лем 0 0,0015 0,55 0,65 Об — потери от смятия бетона под витками спиральной или
 кольцевой арматуры имеют место в конструкциях небольших
 диаметров, например в трубах; при диаметре конструкции до 3 м Об = 300, а в других случаях ae = 0. G7 — потери от изменения разности температур арматуры
 и устройств, воспринимающих усилие натяжения, возникают
 при пропаривании или подогреве бетона о7 = 20 А/, (38) где At — разница между температурой арматуры и упоров, град. os — потери от деформации стальных форм, в которых изго¬
 товляются железобетонные элементы, зависят от конструкций
 форм и способа натяжения арматуры о* = " Ft. (39) 83
Потери от деформации форм разрешается принимать: о8 = 500 кгс1см2 — при электротермическом натяжении арматуры; с8 = 300 кгс/см2 — во всех других случаях. (T9 — потери от обжатия швов между блоками. Определяются
 по формуле о, = у На (40) где п — количество швов по длине натягиваемой арматуры; I — длина напрягаемых стержней или пучков, мм\ \ — коэффициент, учитывающий вид стыков; для стыков, заполненных бе¬
 тоном или раствором, X = 1 мм на каждый шов; при стыковании бло¬
 ков насухо X = 0,5 мм. Потери предварительного напряжения арматуры от прочих
 причин и при работе конструкций в особых условиях учитывают,
 вводя различные дополнения, указания и ограничения, содержа¬
 щиеся в «Инструкции по проектированию железобетонных кон¬
 струкций». Суммарная величина всех потерь оп предварительного напря¬
 жения арматуры состоит из первых потерь ап1, происходящих до
 окончания обжатия бетона, и вторых потерь апъ происходящих
 после его обжатия: оП = оП] -J- ап2. (41) При натяжении арматуры на упоры: ап1 = аз + °4 "Ь °7 + °8> (42) °п2 = а1 + а2- (43) При натяжении арматуры на бетон: + °5 + °9> (44) ап2 = а1 + °2 “Ь °3 "Ь °в‘ (45) оп во всех случаях следует принимать не менее 1000 кгс!см2. § 11. Предварительные напряжения в арматуре
 и бетоне 1. ПРЕДВАРИТЕЛЬНЫЕ РАСТЯГИВАЮЩИЕ НАПРЯЖЕНИЯ В НАПРЯГАЕМОЙ АРМАТУРЕ В расчетах предварительно напряженных железобетонных
 конструкций в формулы вводят предварительные растягиваю¬
 щие напряжения сг0 и оо в нижней FH и верхней F н напрягаемой
 арматуре в момент снижения предварительного напряжения бе¬
 тона до нуля, или до обжатия бетона при натяжении арматуры
 на упоры. П ред варит ель ные напряжения оо и оо принимают с учетом
 коэффициента точности напряжения арматуры тт и потерь на¬ 84
пряжений, определяемых для рассматриваемой стадии работы,
 элемента. Предварительные напряжения в напрягаемой арматуре сто и
 о'о принимают: непосредственно после обжатия бетона — с учетом первых по
 терь Gnu в стадии эксплуатации конструкции — с учетом всех по¬
 терь Оп, при назначении контрольной нагрузки, вызывающей образо¬
 вание трещин в бетоне — с учетом первых потерь апь Значения напряжений а0 и а0 без ’ учета
 потерь должны быть для стержневой арматуры
 не более 0,9 а для проволочной — не бо¬
 лее 0,65/?” но не менее 0,4 R". Иногда зна- а а / чения а0 и а0 могут быть повышены. При электротермическом натяжении арма¬
 туры напряжение aQ принимается для стержне¬
 вой арматуры не более Л"—Да0, а для прово¬
 лочной — не более 0,7 — Да0, но не менее 0,4 Rl + Ac0. Допускаемое предельное отклонение пред¬
 варительного напряжения арматуры от задан¬
 ного при электротермическом натяжении Да0 принимается в зависимости от длины изделия
 (табл. 13). Коэффициенты точности тт предварительного напряжения* арматуры для FH и FH при механическом натяжении принима¬
 ют равными 0,9—1,1: 1. В расчетах по образованию трещин в предварительно обжатой зоне
 нормального сечения тТ — 0,9, а в предварительно растянутой или менее об¬
 жатой зоне mr — 1,1; 2. В расчетах на прочность в стадии обжатия бетона (при натяжении
 арматуры на бетон) и для Fa в стадии эксплуатации тт = 1,1; 3. Во всех других случаях, а также при определении потерь предвари¬
 тельного напряжения (независимо от методов натяжения) mT = 1. Коэффициент точности предварительного напряжения арма¬
 туры при электротермическом натяжении определяют по фор¬
 муле m, = 1 ± 0,55 (l +-U 0 \ У п} где uQ — предварительное напряжение арматуры без учета потерь; Да0 — допускаемое предельное отклонение предварительного напряжения аа
 (определяется по табл. 13); 85 Таблица 13 Допускаемые До0
 при электротермическом
 натяжении арматуры Длина изде¬
 лия» м Да0, кгс/см* 5 1000 6,5 800 9,5 700 13 600 16 550 19 500 25 и более 450
п — количество стержней, проволок, пучков или прядей, напрягаемых в
 отдельности в элементе конструкции. Знак минус в приведенной выше формуле принимают при расчетах по:
 а) деформациям; б) образованию трещин в наклонных сечениях; в) образова¬
 нию или раскрытию трещин в нормальных сечениях растянутой зоны от дей¬
 ствия внешней нагрузки, т. е. в случаях, когда снижение предварительного
 напряжения является неблагоприятным фактором (тт в таких расчетах при¬
 нимается не более 0,9). Знак плюс принимают при расчетах: а) нормальных сечений на прочность,
 если воздействуют усилия предварительного обжатия; б) по образованию или
 раскрытию трещин в нормальных сечениях растянутой зоны от действия уси¬
 лий предварительного обжатия; в) нормальных сечений на прочность при воздействии усилий предварительного обжатия; г) для FH в случае воздейст¬
 вия внешней нагрузки, т. е. если повышение предварительного напряжения
 является неблагоприятным фактором (тт в таких расчетах принимается не
 менее 1,1). 2. ПРЕДВАРИТЕЛЬНЫЕ СЖИМАЮЩИЕ НАПРЯЖЕНИЯ В НЕНАПРЯГАЕМОЙ АРМАТУРЕ В расчетах предварительно напряженных конструкций в фор¬
 мулы вводятся предварительные сжимающие напряжения аа и аа в нижней Fa и верхней Fе ненапрягаемой арматуре (вызван¬
 ные усадкой и ползучестью бетона) в момент снижения напря¬
 жений в бетоне до нуля. Сжимающие напряжения в ненапрягаемой арматуре аа и а'а
 принимают равными: в стадии обжатия бетона — потерям напряжений от усадки
 бетона <Ji; в стадии эксплуатации конструкции—сумме потерь напря¬
 жений от усадки и ползучести бетона, т. е. о\ — а2 (см. § 10). 3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАПРЯЖЕНИЙ В БЕТОНЕ И АРМАТУРЕ Для определения напряжений и вывода расчетных формул
 составляют схему распределения усилий в сечении предвари¬
 тельно напряженного (или обычного) железобетонного элемента.
 Для этого применяют метод сечений (см. § 9, п. 1): условно
 отбрасывают правую часть элемента и, чтобы не нарушилось
 равновесие, ее воздействие на оставшуюся часть, заменяют дей¬
 ствующими в сечении усилиями (рис. 31, см. также рис. 25). На схеме и в формулах приняты следующие обозначения:
 Fa, F'Hy F a, F' — площади сечений предварительно напря¬
 женной и ненапрягаемой нижней и верх¬
 ней арматуры;
 а0, c'Qt аа, с' — напряжения в предварительно напряжен¬
 ной и ненапрягаемой нижней и верхней
 арматуре при об = 0;
a0FH, °'qF'hi oaFa, o'aF'a — усилия в предварительно напряженной и ненапрягаемой нижней и верхней ар¬
 матуре; Уну Ун> У л, Уа — расстояния от центра тяжести приведен¬
 ного сечения Fn до усилий в предвари¬
 тельно напряженной и ненапрягаемой
 арматуре; N0 — равнодействующая усилий в арматуре при
 аб = 0, т. е. в момент нулевого напря¬
 жения бетона;
 е0 — расстояние от центра тяжести приведен¬
 ного сечения Fn до равнодействующей
 усилий в арматуре N0. Для вывода расчетных формул ниже приведена схема распре¬
 деления усилий в арматуре предварительно напряженного эле¬
 мента, который имеет также ненапрягаемую арматуру. Рис. 31. Схема распределения усилий предварительного
 направления арматуры (д. т. fn — центр тяжести приве¬
 денного сечения). Равнодействующую усилий N0 всей напрягаемой и ненапря¬
 гаемой нижней и верхней арматуры определяют из условия равно¬
 весия всех усилий на продольную ось зетов (см. рис. 31 и 25): £Z = О, G0Fa + o'0F'H — aaFa — o’aF'a + o0FHl cos a — N0 = 0, откуда (см. § 9, п. 1) Nq = o0FH -i- c0FH — oaFа — a/; -f c0Ftii cos a. (46) 87
Эксцентриситет е0 равнодействующей усилий N0 относительно
 центра тяжести приведенного сечения F„ определяют из урав¬
 нения равновесия суммы моментов всех усилий вокруг точки 7 (см. рис. 31 и 25): EAfi =0 / / / / / г N0е0 — o0FHyH + o0FHyH + oaFaya — oaFaya ± o0FHiyHi cos a = 0,
 ^откуда (см. § 9 п. 1) / ft — a0FH#H аа^аУ a + <*aFаУа ± «Vh^hI cos a ,„74 e° тг0 • <47) Напряжения в бетоне от усилий предварительного обжатия
 ъ нормальных к оси элемента сечениях определяют по формуле Об = р- ± ^2. (48) 1 п Напряжения в напрягаемой арматуре с учетом действия уси¬
 лий предварительного обжатия определяют по формулам он = ~ = о0 — п (jr + ■ уМ; (49) П П /ЛГ0 JVo Ун\ Он = ®о — П0б = О0 — J—I, (50) где ун — расстояние от Fn до рассматриваемой арматуры;
 и — расстояние от Fn до рассматриваемой точки сечения.
 Напряжения в бетоне и арматуре от внешних нагрузок в нор¬
 мальных к оси элемента сечениях определяют по формулам:
 при изгибе м м /С1Ч °б = Т~ У’, °а = птуа\ (51) 1 п 1 п при центральном сжатии и центральном растяжении (без <р) К N /соч Об = F-; Оа = п-г; (52) г п п при внецентренном сжатии и внецентренном растяжении
 (без ц) N , Щ IN Mrj \ /соч °б — р i / У> Л (р г уа I, (53) * п 'п V п *п } где ц — коэффициент, учитывающий влияние продольного изги¬
 ба при внецентренном сжатии (см. § 15, п. 3). 88
4. ГЕОМЕТРИЧЕСКИЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ
 ПРИВЕДЕННОГО СЕЧЕНИЯ Напряжения в бетоне и арматуре определяют по упругой
 стадии, принимая геометрические характеристики железобетон¬
 ного сечения по приведенному сечению. В расчетах предварительно напряженных и ненапрягаемых:
 конструкций напряжения в нормальных к оси элемента сечени¬
 ях определяют по их приведенной площади Fn, учитывая все се¬
 чения бетона и сечение всей продольной напрягаемой и ненапря-
 гаемой арматуры, приведенной к бетону, умножением на коэф¬
 фициенты приведения я = fi. (54)' Если применяются бетоны различных марок, то их приводят
 к бетону одной наиболее низкой марки с помощью коэффициен¬
 тов приведения Коэффициент приведения п рекомендуется определять по
 табл. 14. Таблица 14
 Коэффициент приведения п для тяжелого бетона Вид арматуры Марка бетона 100 150 200 300 400 500 600 Горячекатаная сталь класса
 A-I, A-II, А-Нв 11,0 9,1 7,9 6,7 6,0 5,5 5,2 Горячекатаная сталь класса
 A-III, А-Шв, A-IV .... 10,5 8,7 7,5 6,3 5,7 5,3 5,0 Обыкновенная и высокопроч¬
 ная проволока, пучки и 9,5 7.8 6,8 5,7 5,1 ' 4,7 4,5 8,4 6,9 6,0 5,1 4,6 4,2 4,0 Геометрические характеристики приведенного сечения пред¬
 варительно напряженного элемента из бетона одной марки опре¬
 деляют по формулам: площадь приведенного сечения Fn — F -f- nFa -f- nFa -f- fiFH -f- nFH; (56) статический момент площади приведенного сечения относи¬
 тельно растянутой грани 5П — 5 -j- flSa ~J~ flS% nSH ~Jr llSa * (^^У
положение центра тяжести приведенного сечения момент инерции приведенного сечения относительно его цент¬
 ра тяжести / п = / ~Ь til а til а til а ~Ь til н. (59) При определении геометрических характеристик приведенно¬
 го сечения элементов, не имеющих предварительно напряженной
 .арматуры, в расчет по формулам (56), (57), (59) вместо F, 5,
 / вводят Fq, S§, Iб и учитывают только ту арматуру, которая есть
 в сечении. Если обшая площадь ослабления сечения каналами, пазами,
 •арматурой и т. п. составляет более 3% площади сечения бетона,
 то при определении геометрических характеристик приведенного
 сечения в расчет вводят уменьшенную площадь сечения бетона.
 ‘Продольную напрягаемую и ненапрягаемую арматуру вводят в
 расчет в том случае, если площадь ее сечения больше 0,008 пло¬
 щади сечения бетона. Пример 1. Определить усилие предварительного обжатия N0 посередине пролета предварительно напряженной плиты покрытия размером 1,5 х 6 м с
 учетом всех потерь. Бетон марки 300 с кубиковой прочностью при обжатии
 = 210 кгс/см2. Продольная напрягаемая арматура 2 0 14AIV с FH=* 3,08 см* и #а = 6000 кгс/см2 (см. табл. 4 и рис. 10). Натяжение арматуры произво¬
 дится на упоры формы электротермическим способом; после бетонирования
 предусмотрено пропаривание изделия. Расчет. Геометрические характеристики приведенного сечения опреде¬
 ляем по формулам (56) — (59), учитывая только ту арматуру, которая имеется
 в элементе. Сложное сечение делим на прямоугольники и треугольники, для
 которых определяем F, S, I и суммируем их значения. Коэффициент приведения п — 6,3 определяем по табл. 14. Площадь приведенного сечения плиты (рис. 32) вычисляем по формуле (56): /•„ = F + nFH = 146 • 3 + 5 • 27 • 2 + 6 • 27 • 0,5 • 2 + 9 • 1,5 • 2 + -f 6,3 • 3,08 = 918,8 см2. -90
Статический момент приведенного сечения плиты относительно нижней
 грани ребра вычисляем по формуле (57), при этом 5*«• ■“ F • • * cl, где а — расстояние от нижней грани ребра до центра тяжести площади F..~ Sn = S + nSH = 146 • 3 • 28,5 + 5 • 27 • 13,5 . 2 + 6 • 27 • 0,5 • 180 • 2 + 9 X
 X 1,5 • 4,5 • 2 + 6,3 • 3,08 • 2,7 = 19234,8 см3. Расстояние от нижней грани ребра плиты до центра тяжести приведенно¬
 го сечения вычисляем по формуле (58) v Sn 19234,8 ot 918)8 ~~ СМ' Момент инерции приведенного сечения плиты относительно его центра
 тяжести вычисляем по формуле (59), исходя из того, что для прямоугольных
 сечений / = jz + bha\ где а — расстояние от центра тяжести рассматриваемой площади
 F... до центра тяжести всего приведенного сечения Fn; b и h — ширина и высота прямоугольных и треугольных частей сечения
 г j . г 146 • 33 , 1Л£ а п кг , 6 • 273 . 2 /п — I “Ь^н — —J2 1“ • 3 • 7,5 -J- —J2 з—Ь 6 • 27 • 0,5 • З2 • 2 + 5 ' + 5 • 27 • 7,52 • 2 + 1,5 ^ ' 2 +
 + 1,5 • 9 • 16,52 • 2 + 6,3 • 3,08 • 18,32 = 78933,6 см4. Предварительное напряжение без учета потерь при электротермическом
 натяжении арматуры (см. §11, п. 1) вычисляем по формуле а0 = R* — Ао0 = 6000 — 870 = 5130 кгс/см2. Предельное отклонение предварительного напряжения при электротерми¬
 ческом натяжении о0 = 870 кгс/см? (принято по табл. 13 интерполяцией). Первые потери, происходящие до окончания обжатия бетона, определяем
 по формуле (42) ап1 = °з + а4 + а7 + а8> в которой а3 — потери от релаксации напряжений в арматуре — вычисляем
 по формуле (35) с коэффициентом 0,4 для стали класса A-IV (см. § 10) о3 = 0,4 ^0,2712 — 1 ,oj а0 = 0,4 ^0,27— 0,1) 5130 = 268 кгс/см2. а4 = 0 ввиду отсутствия анкеров. а7 = 0, так как при пропаривании изделия в форме, на которую натяги¬
 вается арматура, температурного перепада нет. о8 = 500 кгс/см2 — потери от деформации формы при электротермическом
 натяжении арматуры. 91
Таким образом, первые потери °ni = аз + as — 268 + 500 = 768 кгс/см2. Усилие предварительного обжатия NQl после первых потерь и эксцентри¬
 ситет е01 определяем по формулам (46) и (47), учитывая только ту арматуру»
 которая есть в сечении (см. рис. 32): Noi = (a0 — sni) FH = (5130 — 768) 3,08 = 13400 кгс, (ao — ani) рвУн _ (5130 — 768) 3,08 (21 - 2,7) , 0 0 _
 eoi — — 13400 — lb,6 CM. Вторые потери, происходящие после окончания обжатия бетона, опреде¬
 ляем по формуле (43) Зп2 = °1 ~Ь °2» в которой применяем сг = 400 кгс/см2 — потери от усадки бетона при натяже¬
 нии арматуры на упоры формы (см. § 10). о2— потери от ползучести бетона — определяем по графику (см. рис. 29) в зависимости от отношения —Находим для бетона марки 300 R0 = аб ' — 210 кгс/см2, а напряжение в бетоне аб определяем как разницу формул ‘(48) и (51), т. е. учитываем разгружающее напряжение, вызванное изгибаю¬
 щим моментом от собственного веса плиты: 2600 /т/2 сла' • 5702 M=qj_== ьии_ = 88000 .здесь 2600 — вес плиты; 600 — общая длина плиты; 570 — расчетная длина. „ tfoi | *oieoiУ М 13400 б~К+~ т^шг4- . 13400 • 18,3 • 18,3 88000 1<э 0 С1 0 , 2 78933,6 78933,6 ’ 51,2 кгс/см . По графику (см. рис. 29) при ~ == £1^- = 4 j и марке бетона 300 для аб 51,2 ’ случая натяжения арматуры на упоры находим потери от ползучести бетона
 .«з = 380 кгс/см2. Таким образом, вторые потери ап2 = °i + °2 = 400 + 380 = 780 кгс/см2. Все потери определяем по формуле (41): °п = <*п1 + °п2 = 768 + 780 = 1548 кгс/см2, т. е. > 1000 ксг/смг, что соответствует требованиям норм. Усилие предварительного обжатия N0 после всех потерь вычисляем по формуле (46), учитывая только ту арматуру, которая имеется в сечении М0 = (a0 — ви) FH = (5130 — 1548) • 3,08 = 11040 кгс. «2
Глава IV РАСЧЕТ ПО НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ § 12. Расчет прочности изгибаемых элементов по нормальным сечениям 1. КОНСТРУИРОВАНИЕ Изгибаемыми железобетонными элементами являются балки
 и плиты. Плиты имеют малую толщину по сравнению с длиной
 и шириной, поэтому их называют плоскими конструкциями. Они
 бывают сплошные, пустотелые и ребристые (рис. 33, а). Балки
 имеют значительную длину и наибольшие поперечные размеры,
 поэтому их называют линейными конструкциями- Сечения балок
 бывают прямоугольные, тавровые, двутавровые, трапециевидные,
 полые и др. (рис. 33, б). L-b-- :.. A IAO.O.O.O.OI LCD,CD.CD.| Q g Q fl а в Рис. 33. Сечения изгибаемых элементов: а — плиты; б — балки (точками обозначена рабочая арматура растянутой зоны сечений). Плиты армируют сетками, состоящими из рабоче'й и распре¬
 делительной арматуры. Балки — сварными или вязаными кар¬
 касами, состоящими из рабочей, поперечной и монтажной арма¬
 туры. Наибольший эффект дает применение предварительно на¬
 пряженной рабочей арматуры. Применение арматуры и конструирование сечений элементов
 рассмотрено в § 7 и 8, а детали конструкций изгибаемых элемен¬
 тов изучаются в третьем разделе настоящего учебника, примени¬
 тельно к конкретно взятым зданиям и сооружениям; поперечное
 армирование — в§ 13. Балки и плиты бывают однопролетные и многопролетные;
 они применяются самостоятельно или входят в состав более
 сложных конструкций. Например, ребристые перекрытия со¬
 стоят из плит и монолитно связанных с ними балок, выступаю¬
 щих в виде ребер. 93
Чтобы рассчитать и сконструировать изгибаемый элемент,
 составляют расчетную схему, вычисляют внешние нагрузки и
 внутренние усилия, строят эпюры изгибающих моментов и попе¬
 речных сил. Затем, руководствуясь эпюро'й изгибающих момен¬
 тов, в растянутой зоне размещают продольную рабочую армату¬
 ру, воспринимающую растягивающие усилия. Сжимающие уси¬
 лия сжатой зоны обычно передают на бетон (рис. 34 и 35). Расчетная сьема II4II 1111 111Н1111II11111IIП11111ИI llflll И111II И|_И II и 7^77 ЕМ Рис. 34. Многопролетный изгибаемый элемент (плита):
 1—7 — нормальные сечения; 8—12 — наклонные сечения. С уменьшением изгибающих моментов часть продольной ра¬
 бочей арматуры оканчивается у граней элемента или отгибается
 вверх на опоры в местах наибольших поперечных сил. Отогну¬
 тая арматура совместно с бетоном и поперечной арматурой вос¬
 принимает главные растягивающие напряжения в наклонных се¬
 чениях. Сверху над опорами неразрезных балок и плит продоль¬
 ная рабочая арматура воспринимает изгибающие моменты (см.
 рис. 34). В зависимости от характера эпюр изгибающих моментов и
 поперечных сил, в пролетах по длине многопролетных балок и
 плит продольную рабочую арматуру размещают внизу, а над
 опорами — сверху. Разрушение изгибаемых железобетонных конструкций может
 произойти: по нормальным сечениям — от воздействия макси¬
 мальных изгибающих моментов М, по наклонным — от макси¬
 мальных поперечных сил Q или М (см. рис. 34 и 35). Поэтому
 для обеспечения прочности изгибаемых элементов необходимо
 произвести расчет по нормальным сечениям в каждой зоне наи¬ 94
больших изгибающих моментов, а затем рассчитать прочность Расчетная схема
 Я 1 ш?,7ТТ? TTTTIIINII 777/bjp Эпюра М ^ М 1 Рис. 35. Однопролетный изгибаемый элемент (балка): а — расчетная схема с эпюрами М и Q ; б — разрушение от М и Q ; в — балка с ненапря¬
 гаемой рабочей арматурой: г — с предварительно напряженной рабочей арматурой; 1 —
 рабочая аоматура; 2 — монтажная; 3 — хомуты или поперечные стержни. наклонных сечени'й в каждой зоне максимальных поперечных
 сил. 2. СХЕМА РАСПОЛОЖЕНИЯ УСИЛИЙ В ПОПЕРЕЧНОМ СЕЧЕНИИ В основу расчетов изгибаемых железобетонных элементов
 по первому предельному состоянию — несущей способности —
 положена третья стадия напряженно-деформированного состоя¬
 ния, т. е. стадия разрушения (см. рис. 26 и 27). 95
Чтобы получить схему расположения усилий в поперечном се¬
 чении изгибаемого элемента для расчетов по прочности применя¬
 ют метод сечений: условно проводят сечение, отбрасывают
 правую часть, а, чтобы не нарушилось равновесие, ее воздействие
 на левую заменяют действующими в сечении усилиями. При этом
 действующий в сечении максимальный расчетный изгибающий
 момент М должен быть уравновешен внутренними усилиями, вос¬
 принимаемыми арматурой и сжатым бетоном. Рис. 36. Схема усилий в поперечном сечении изгибаемого элемен¬
 та при расчетах по прочности: 1 — сечение любой симметрической формы; 2 — прямоугольное сечение; <? —тавровое или двутавровое (ц. т. Fn —центр тяжести приведенного сечения; н. о. — нейтральная ось). В стадии разрушения растянутого бетона все растягивающие
 усилия воспринимает продольная рабочая арматура, напряжения
 в которо'й равны ее расчетному сопротивлению Ra. Усилия, вос¬
 принимаемые растянутой арматурой RaFa и RAFBt а сжатой —
 Ra.c F'a и о' F'H (см. рис. 36 и 25). В сжатой зоне сечения для упрощения расчетных формул кри¬
 волинейная эпюра напряжений заменяется прямолинейной с на¬
 пряжениями, равными расчетному сопротивлению бетона на сжа¬
 тие при изгибе Ra, равнодействующая которых приложена в
 центре тяжести сечения сжатой зоны бетона. Расчетные формулы выводят из условий равновесия всех
 внешних сил и внутренних усилий, действующих в сечении эле¬
 мента в момент достижения расчетного предельного состояния. Предварительно напряженные и обычные железобетонные
 конструкции с одиночной и двойной арматурой рассчитывают по
 единым расчетным схемам и формулам, которые даны для пред-
 варительно напряженных конструкций, но при этом учитывают
 только ту арматуру, которая есть в сечениях элементов. Напри* 96
мер, обычные ненапрягаемые изгибаемые элементы не имеют
 предварительно напряженной и сжатой ненапрягаемой армату¬
 ры, поэтому в формулах не учитывают RaFH, a'cFn и Ra.с F'a На схеме расположения усилий и в расчетных формулах при¬
 няты следующие обозначения (см. рис. 36): b — ширина ребра изделий прямо¬
 угольного, таврового или двутав¬
 рового сечений; Ьп Ь'п — ширина полок или плиты растя¬
 нутой и сжато'й зоны сечения;
 hn, h'n — высота полок или плиты растяну¬
 той и сжатой зоны сечения;
 h— высота сечения;
 hQ— рабочая высота сечения;
 а, а\ аа, аа, ан, ап — расстояния от поверхности бето¬
 на до центра тяжести сечения со¬
 ответствующей растянутой или
 сжатой арматуры;
 х — высота сжатой зоны бетона; Ze, Za — расстояния от точки приложения
 равнодействующей усилий растя¬
 нутой арматуры до центра тяжес¬
 ти сечения сжато'й зоны бетона
 или сжатой арматуры; Fe, Fa, Fa, FH, Fn—площади сечений сжатой зоны бе¬
 тона, растянутой и сжатой нена¬
 прягаемой и предварительно на¬
 пряженной арматуры; Rh, Ra, Ra.c—расчетные сопротивления бетона на сжатие при изгибе растянутой
 и сжатой арматуры;
 ос = 3600 т aQ—напряжение в верхней напрягае¬
 мой арматуре в момент разруше¬
 ния; RaF6>RaFa, Ra.cFa, RaFH, o'cFн'— усилия, воспринимаемые сжатой зоной бетона, растянутой и сжа¬
 той ненапрягаемой и предвари¬
 тельно напряженной арматурой в
 момент разрушения; М — максимальный изгибающий мо¬
 мент от расчетных нагрузок; А, Айу у4н, А\ Ла, Л'—продольная рабочая ненапрягае¬
 мая и предварительно напряжен¬
 ная арматура растянутой и сжа¬
 той зон сечения.
3. ЭЛЕМЕНТЫ ЛЮБОЙ СИММЕТРИЧНОЙ ФОРМЫ СЕЧЕНИЯ Формулы для расчетов прочности поперечных сечений изги¬
 баемых элементов выводят, решая уравнения равновесия =
 = 0 и 2Z = 0. Рассмотрим схему распределения усили'й в поперечном сече¬
 нии изгибаемого элемента. Запишем сумму моментов всех внутренних усилий вокруг точ¬
 ки приложения равнодействующей усилий в растянутой армату¬
 ре А для сечений любой симметрично'й формы (см. рис. 36,1 и
 рис. 25). Из уравнения равновесия ЕМа = 0 получим: М — R*F6z6 — Rac F'a (h0 — а’а) — о^н (ло ~ а'*) = (60) Условие прочности поперечных сечений изгибаемых
 элементов: максимальный расчетный изгибающий момент М не
 должен превышать алгебраической суммы изгибающих момен¬
 тов вокруг арматуры А от всех внутренних расчетных усилий,
 воспринимаемых сжатым бетоном и арматурой в момент разру¬
 шения Следовательно (см. § 9, п. 1): М R»FqZq -f- Ra. cFa (^o ) H- Fн (/lo ) • (^) Ho F6z6 = Se, Fa(h0 — aa) = 5a, FH(h0 — aH) = SH являются ста- тическими моментами площадей Fб, Fа> Fn относительно точки
 Л, к которой приложена равнодействующая усилий в арматуре
 растянутой зоны, поэтому RuSq -j- Ra.c 5а ~Ь ^с^н» (62) для обычных конструкций, не имеющих напрягаемой арматуры, г Fн = 0, поэтому М RuSq -j- Ra.cSa’, (63) / / для конструкций с одиночной арматурой Fa = 0 и Fh — 0, по¬
 этому М < R»S6. (64) По формуле (61) или (62) рассчитывают поперечные сечения
 изгибаемых элементов любой симметричной формы предвари¬
 тельно напряженных и обычных железобетонных конструкций с
 двойной и одиночной арматурой. Если условие (61) или (62) со¬
 блюдается, то прочность достаточна. При этом отсутствующую
 арматуру в расчетах опускают, как это сделано в формулах (63)
 и (64). 98
Запишем сумму проекций всех внутренних усилий на про¬
 дольную горизонтальную ось зетов (см. рис. 36 и 25): EZ= 0. Из уравнения равновесия получим: R&Fа ~Ь RaFн ^а.с Fа &cFн R»Fб “ 0, (бЗ) откуда RaFa -4- RaF„ — Ra.c Fa — <3CFH = R„F6 . (66) В конструкциях, не имеющих напрягаемой арматуры, R&FH — О
 и о'с F'н = 0, поэтому RaFa — Ra.c Fa = R„F6, (67) а в конструкциях с одиночной арматурой также и Ra.cFa = 0*
 поэтому RaFa = R»F,. (68) По формуле (66) определяют положение нейтральной оси и
 площадь сечения сжатой зоны бетона. В этом случае, так же
 как это сделано в формулах (67) и (68), отсутствующую арма-
 туру в расчетах опускают. В нормально армированных сечениях разрушение начинается
 с растянутой арматуры, а затем разрушается бетон сжатой зо¬
 ны. Это случай 1. В переармированных сечениях, т. е. содержа¬
 щих чрезмерно большое количество арматуры, разрушение на¬
 чинается в бетоне сжатой зоны, а напряжения в растянутой
 арматуре так и не достигают предельного сопротивления Ra.
 Это случай 2. Эмпирически установлено (рис. 37), что при 5б = С S0 (69) разрушение растянутой арматуры и бетона сжатой зоны насту¬
 пает одновременно, т. е. сечение работает в условиях, гранича¬
 щих между случаями 1 и 2. Положение нейтральной оси, отвечающее достаточной проч¬
 ности сжатой зоны бетона, должно удовлетворять условию CS0 . (70) где Sq и S0— статические моменты площади сечения сжатой зо¬
 ны и рабочего сечения бетона относительно оси,
 проходящей через точку приложения равнодейст¬
 вующей усилий в арматуре; С—коэффициент, зависящий от марки бетона (см.
 табл. 15). Для тавровых и двутавровых сечений при определении Sq и
 Sq свесы полки растянутой зоны не учитываются, а если ней¬ 4* v 93
тральная ось проходит в ребре, то не учитываются и свесы пол¬
 ки сжатой зоны. Изгибаемые элементы с одиночной арматурой являются бо¬
 лее экономичными по сравнению с элементами, армированными
 двойной арматурой. Однако, если изгибающий момент от рас¬
 четных нагрузок превышает минимальную несущую способность
 сечения с одиночной арматурой, а увеличить его размеры или Рис. 37. Максимальная и минимальная высота сжатой зоны
 бетона! (и.о. — нормальное положение нейтральной оси; д.т. — центр тяжести
 сечения сжатой зоны бетона). марку бетона невозможно или нецелесообразно, то необходимо
 усилить сжатую зону бетона, расположив там сжатую рабочую
 -арматуру. В момент разрушения напряжения в арматуре сжатой зоны
 также должны быть равными предельному расчетному сопротив¬
 лению арматуры Ra.с. Это возможно только в том случае, если
 сжатая арматура расположена выше равнодействующей напря¬
 жений сжатой зоны бетона. Поэтому в элементах с дво'йной ар¬
 матурой должно соблюдаться условие (см. рис. 36 и 37) гб < 2а, (71) где га — меньшее из двух значений h0 — a'auh0 — ан. 4. ЭЛЕМЕНТЫ ПРЯМОУГОЛЬНОГО СЕЧЕНИЯ Расчет прочности прямоугольных, тавровых и двутавровых
 сечений изгибаемых, внецентренно сжатых и внецентренно рас¬
 тянутых элементов с одиночной и двойной предварительно на¬
 пряженной и ненапрягаемой арматурой производится с помощью 100
таблиц 15 и 16. В состав таблиц входят значения а, а', у, у', Л о, /4 о, которыми заменяются соответствующие выражения в фор¬
 мулах. При этом »=£; (72)
 х = a/i0; (73) 'С = 1 — 0,5а; (74) Л0 = а(1—0,5а). (75) Тогда для элементов прямоугольного сечения в расчетах с
 применением таблиц (см. рис. 36) принимают: F6=bx = bcnh0', (76) ?б = h0 — 0,5* — h0 — 0,5aft0. (77) Следовательно, F6ze = b<xh0 (h0 — 0,5a/i0) = baho (1 — 0,5a) = A0bho. (78) Запишем сумму моментов всех внутренних усилий вокруг точ¬
 ки приложения равнодействующей усилий в растянуто'й армату¬
 ре А (см. рис. 36,2 и рис. 25) для прямоугрльных сечений с уче¬
 том F6zq = АоЬкоКли подставим его в формулы (60) и (61). Из уравнения равновесия SMa = 0 получим (см. рис. 36 и 25): М. АцЬНоКи Ra.c Fа (/l() da) ""” *^сFн ~“ ^н) == 0,
 откуда, согласно условию прочности (см. § 12, п. 3): М < A0bhlRK + Ra.cFa(h0—Oa) + OcF’h {h0 — а») (79) или Л0 (80) По формуле (79) проверяют прочность поперечных прямо¬
 угольных сечений предварительно напряженных* и обычных из¬
 гибаемых железобетонных элементов с одиночной и двойной ар¬
 матурой. Если условие (79) соблюдается, то прочность доста¬
 точна. В расчетах учитывают только ту арматуру, которая фактиче¬
 ски есть в сечении. Например, для прямоугольных сечений с оди¬
 ночной арматурой Fa = 0 и = 0. (81) 101
Таблица 15
 Значения С, Л0макс и Лмакс для Расчета по прочности
 изгибаемых, внецентренно сжатых и
 внецентренно растянутых железобетонных элементов Марка бетона с ^«макс “макс 400 и ниже 0,8 0,40 0,55 500 0,7 0,35 0.45 600 0,65 0,325 0,41 Т аблица 16 Значения я, 7 и А0 для расчета по прочности
 изгибаемых, внецентренно сжатых и внецентренно
 растянутых железобетонных элементов а 7 ^0 а 7 ^0 0,01 0,995 j 0,01 0,29 0,855 0,248 0,02 0,99 j 0,02 0,30 0,85 0,255 0,03 0,985 | 0,03 0,31 0,845 0,262 0,04 0,98 I ! 0,039 0,32 0,84 0,269 0,05 0,975 0,048 0,33 0,835 0,275 0,06 0,97 0,058 0.34 0,83 0,282 0,07 0,965 0,067 0,35 0,825 0,289 0,08 0,96 0.077 0,36 0,82 0,295 0,09 0,955 0,085 0,37 0.815 0,301 0,10 0,95 0,095 0,38 0,81 0,309 0,11 0,945 0,104 0,39 0,805 0,314 0,12 0,94 0,113 0,40 0,80 0,320 0,13 0,935 0,121 0,41 0,795 0,326 0,14 0,93 0.130 0,42 0,79 0,332 0,15 0,925 0,139 0,43 0,785 0,337 0,16 0,92 0,147 0,44 0,78 0,343 0,17 0,915 0,155 0,45 0,775 0,349 0,18 0,91 0,164 0,46 0,77 0,354 0,19 0,905 0,172 0,47 0,765 0,359 0,20 0,90 0,180 0,48 0,76 0,365 0,21 0,895 0,188 0,49 0,755 0,370 0,22 0,89 0,196 0,50 0,75 0.375 0,23 0,885 0,203 0,51 0,745 0,380 0,24 0,88 0,211 0,52 0,74 0,385 0.25 0,875 0,219 0,53 0,735 0.390 0,26 0,87 0,226 0,54 0,73 0,394 0,27 0,865 0,234 0,55 0,724 0,400 0,28 0,86 0.241 а / т а' / т Л'о 102
Поэтому схема усилий (см. рис. 36) и формулы (79) и (80)
 намного упрощаются: М < A0bhoRu; (82) м bh20R„ (83) Запишем сумму проекций всех внутренних усилий на про¬
 дольную горизонтальную ось Z для прямоугольных сечений с
 учетом /*6 = abh0 (см. рис. 36, 2 и рис. 25) или подставим его в
 формулы (65) и (66). Из уравнения равновесия EZ = 0 получим: RaFа RaFн Ra. сFa GqFн аЬ/10^и = 0, откуда RaFа + RaFH — Ra. CFа — °CFн = o.bh0RH или (84) (85) По формуле (84) определяют положение нейтральной оси и
 площадь сжатой зоны бетона предварительно напряженных и
 обычных изгибаемых железобетонных элементов прямоугольно¬
 го сечения с одиночной и двойной арматурой. При этом в расчетах учитывают только ту арматуру, которая
 фактически имеется в сечении. Например, для прямоугольных сечений с одиночной арматурой Fa = 0 и FH — 0, поэтому форму¬
 лы (84) и (85) упрощаются: откуда RaF а + RaF н = <*bh0RH, #aFa + #aFH а = bh0RH (86) (87) Усилие, которое может быть воспринято растянутой армату¬
 рой, определяют по формуле -С RaF a ~h RaFtt (88) Усилие, которое должно быть воспринято бетоном и армату¬
 рой сжатой зоны, определяется по формуле Na — ^t-bh^Ru -(- Ra. СFa -f- ocFa Щ 103
Поскольку для прямоугольных сечений с одиночной армату¬
 рой Fa — 0 и FH = 0, усилие, воспринимаемое бетоном сжатой
 зоны, Na = abhoRn. (90) Требуемую площадь сечения растянутой арматуры Fa опре¬
 деляют делением действующего здесь усилия Na на расчетное
 сопротивление арматуры Ra лГ~ (91) Fa Процент армирования при изгибе—ц% — у 100 — не менее
 0,1-0,2%. Проектирование и расчет изгибаемых элементов прямоуголь¬
 ного сечения с помощью таблиц производят по формулам (79) —
 (91) с учетом соблюдения условий (70) и (71), которые преоб¬
 разуются в условия (92), (93) и (97). В прямоугольных сечениях изгибаемых элементов на стадии
 разрушения напряжения в растянутой и сжатой арматуре дости¬
 гают предельных расчетных сопротивлений Ra и Ra.с, а напряже¬
 ния в сжатой зоне бетона достигают предела прочности на сжа¬
 тие при изгибе Rw только тогда, когда соблюдаются условия или Ло < ^омакс • (93) Максимальная высота сжатой зоны бетона хмакс соответству¬
 ет максимальной относительной высоте сжатой зоны бетона амаке
 и Л0макс (см. рис. 37 и табл. 15). Если условия (92) или (93) не соблюдаются, то прочность
 бетона сжатой зоны недостаточна, и чтобы довести ее до тре¬
 буемой необходимо увеличить размеры сечения, повысить марку
 бетона или усилить бетон сжатой зоны арматурой А'а. Если все
 же неравенства (92) или (93) не соблюдаются, то в расчетах
 принимают максимально возможные значения: а = амакс и Aq = А0и. (94) Если увеличивать прочность или площадь сечения растянутой
 арматуры А, то высота сжатой зоны бетона х увеличивается, а
 если увеличивать прочность или площадь сечения сжатой арма- туры Аа, марку бетона или размеры сечения конструкции, то вы¬
 сота сжатой зоны бетона уменьшается. Если в изгибаемых элементах с двойкой арматурой высота
 сжатой зоны бетона очень малая, то нейтральная ось находится 104
близко от сжатой арматуры (см. рис. 37). При этом полное ис¬
 пользование сжатой арматуры возможно лишь тогда, когда она
 отстоит от сжато'й грани сечения не далее центра тяжести сжа¬
 той зоны бетона, т. е. соблюдается условие (71) или х > 2а' или y ->T~* Но i =а; w подставив значения а в формулу (95), получим формулу (97). Для прямоугольных сечений изгибаемых элементов с двойной
 арматурой должно соблюдаться условие 9п' <97> / / где а' — большее из значений аа и ан (см. рис. 37). Если условие (97) не соблюдается, то в сжатой зоне будет
 избыточная арматура. Количество ее можно уменьшить, увели¬
 чивая прочность илй площадь сечения растянутой арматуры. Если, несмотря на это, условие (97) не соблюдается, то в
 этом случае должно обязательно соблюдаться условие (98), т. е. а' > £1, (98) где* а' — относительная высота сжатой зоны бетона без учета
 Аа и А н ; / / а' — меньшее из значений аа и ан. Если и это условие не соблюдается, что бывает редко, то рас¬
 чет следует производить, руководствуясь специальной литера¬
 турой. Проверку прочности изгибаемых элементов прямоугольного
 сечения производят с помощью таблиц в такой последовательно-
 сти: 1. Определяют аМакс по табл. 15. 2. Вычисляют а по формуле (85). 3. Проверяют соответствие условию (92). 4. Определяют по табл. 16 А0, соответствующее значению а. 5. Доказывают неравенство (79); если оно соблюдается, то
 прочность достаточна. Подбор продольной арматуры А прямоугольного сечения про¬
 изводят с помощью таблиц в следующей последовательности: 1. Определяют Л0макс по табл. 15. 2. Вычисляют А0 по формуле (80). 3. Проверяют соответствие условию (93). 4- Определяют а по табл. 16, соответствующее значению Aq. 105
5. Вычисляют N& по формуле (89). 6. Вычисляют Fa по формуле (91). 7. Подбирают арматуру по табл. 4, 5 или б и конструируют
 сечение, руководствуясь при этом требованиями, изложенными в
 § 7 и 8. Пример 2. Проверить прочность балки армированной сталь¬
 ной одиночной ненапрягаемой арматурой Л из 3 0 20 АН с Fa = = 9,41 см2 (см. табл. 4) и Ra = 2700 кгс/см2
 (см. табл. 7), бетон марки 150 с /?и = 80 *1,1 =
 = 88 кгс/см2 (см. табл. 2), изгибающий момент
 от расчетных нагрузок М = 840 000 кгс • см
 (рис. 38). Расчет. По табл. 15 для бетона мар¬
 ки 150 определяем аМакс = 0,55, а по формуле
 (85) без FB, F'n и F'a вычисляем фактическую относительную Рис. 38. К при¬
 меру 2. а = высоту сжатой 2700 • 9,41
 Ьк0Кя 20 . 41,5 • 88 ~ зоны бетона:
 0,35. Условие (92) а = 0,35 < аМакс = 0,55 соблюдается, следова¬
 тельно нейтральная ось находится в пределах норм (см. рис. 37)„
 прочность сжатой зоны бетона достаточная и сжатая арматура
 по расчету не требуется. По значению а — 0,35 из табл. 16 опре¬
 деляем Л о = 0,289 и доказываем неравенство (82): М =840000 кгс-см < A„bhlR„ = 0,289 • 20 • 41,52 • 88 = = 878 000 кгс-см. Неравенство соблюдается, прочность достаточна. Пример 3- Проверить проч¬
 ность сечения с одиночной на¬
 прягаемой арматурой Лн из
 3 0 22AIV с Fa = 11,4 см2
 (см. табл. 4) и Ra =5100 кгс/см2
 (см. табл. 7); ненапрягаемая
 арматура Ла из 2 0 12AI
 с Fa = 2,26 см2 (см. табл. 4)
 и Ra = 2100 кгс/см2 (см.
 табл. 7); бетон марки 300
 с Rvi ==: 160 кгс/см2 (см. табл. 2); М = 2 700 000 кгс • см (рис. 39). Расчет. По табл. 15 для
 бетона марки 300 определяем аМакс = 0,55, а по формуле (87)
 вычисляем фактическую относительную высоту сжатой зоны
 бетона: 106
Условие (92) а » 0,29 < аМакс = 0,55 соблюдается следова¬
 тельно нейтральная ось находится в пределах норм (см. рис. 37),
 прочность сжатой зоны бетона достаточна и сжатая арматура А'а по расчету не требуется. По значению а = 0,29 из табл. 16 опре¬
 деляем Aq = 0,248 и доказываем неравенство (82): М = 2 700000 кгс-см < A0bhoR„ = 0,248 • 25 • 542 • 160 = = 2885000 кгс-см. Неравенство соблюдается, прочность достаточна. Пример 4. Проверить проч¬
 ность сечения с двойной напря¬
 гаемой арматурой из высоко¬
 прочной проволоки периодическо¬
 го профиля 05 мм с Ra— = 10200 кгс/см2 (см. табл. 7); ар¬
 матура Аи из 60 0 5ВрП с FH = = 11,86 см2; арматура Лн из 10 0 5ВрИ с F'H = 1,96 см2 (см.
 табл. 5); ненапрягаемая армату¬
 ра Аа из 2 0 12AI с R& = = 2100 кгс/см2 (см. табл. 7) и
 Fa = 2,26 кгс/см2 (см. табл. 4);
 бетон марки 400 с Rn = 210 кгс/см2
 (см. табл. 2). Изгибающий мо¬
 мент от расчетных нагрузок М = = 45 тс-м: натяжение арматуры Расчет. Вычисляем напряжение в предварительно напря¬
 женной арматуре сжатой зоны (см. § 11 и рис. 36): ос = 3600 — т/й = 3600 - 1,1- 8000 = — 5200 кгс/см1- По табл. 15 для бетона марки 400 находим аМакс = 0,55, а по
 формуле (85), без Fа, вычисляем фактическую относительную
 высоту сжатой зоны бетона: Va + RaFH — ccFH 2100 • 2,26+10200 • 11,86 + 5200 • 1,96 _ п
 а = “ 25-54-210 Условие (92) а = 0,45 < аМакс = 0,55 и условие (97) а = 2 о! 2*3 = 0 45 > j— — Тл =0,11 соблюдаются, следовательно, нейтраль- ’ Ло 04 пая ось находится в пределах норм (см. рис. 37) и сжатая 107 механическое (рис. 40).
арматура по расчету не требуется. По значению а = 0,45 из
 табл. 16 определяем Л0 = 0,349 и доказываем неравенство (79) , но без Fa: М. = 4 500 ООО кгс-см < AQbhlRH + ocFH (h0 — аи) = = 0,349 • 25 • 542 • 210 — 5200 • 1,96 (54 — 3) = 4 722 840 кгс • см. Неравенство соблюдается, прочность достаточна. Пример 5. Подобрать арматуру Ла— сварную сетку из
 холоднотянутой проволоки 0 5 мм с Ra = 3150 кгс/см2 (см.
 табл. 7) для плиты (рис. 41) сборного перекрытия из бетона мар¬
 ки 300 с Rh = 160* 1,1 = 176 кгс/см2 (см. табл. 2); изгибающий
 момент от расчетных нагрузок М = 37 500 кгс • см. 1500 №5Bl Рис. 41. К примеру 5. Расчет. По табл. 15 для бетона марки 300 определяем
 ЛоМакс= и по формуле (83) вычисляем фактическое значе¬
 ние Л0: А м 37500 П 101 0 bh2RH ~ 150 • 3,752 • 176 — и’1и4‘ Условие (93) Л0 — 0,104 < Л„макс = 0,4 соблюдается, следо¬
 вательно, нейтральная ось находится в пределах норм (см.
 рис. 37), прочность сжатой зоны бетона достаточна и сжатая арматура Ла по расчету не требуется- По значению Л0 = 0,104
 из табл. 16 определяем а = 0,11 и по формуле (90) вычисляем
 усилие Nа, которое должно быть воспринято растянутой армату¬
 рой Ла: Na = abh0Ra = 0,11 * 150 * 3,75 . 176 = 10790 кгс. По формуле (91) находим требуемую площадь сечения арма¬
 туры Ла: „ 10790 0 АЛ 2 а R 3150 ’ СМ * 3. По табл. 5 подбираем арматуру 18 0 5BI с Fa = 3,54 см2 > > 3,46 см2 и конструируем сечение (см. рис. 41), 108
Пример 6. Подобрать арматуру Ла из стали класса A-III с
 Ra — 3400 кгс/см2 (см. табл. 7) для балки из бетона марки 400
 с Ru = 210 • 1,1 = 231 кгс/см2 (см. табл. 2). Балка (рис. 42) долж¬
 на воспринять в сборном перекрытии изгибающий момент от
 расчетных нагрузок М = 11,7 тс>м. Расчет. По табл. 15 для бетона мар- макс ки 400 определяем Л( формуле (83) вычисляем
 значение Ло: л _ м 1170000 л0 — bhlR О^и 15 • 41,52 231 = 0,4 И ПО фактическое = 0,196. Условие (93) А0 = 0,196 < Л0макс = = 0,4 соблюдается, следовательно, нейт¬
 ральная ось находится в пределах норм
 (см. рис. 37), прочность бетона сжатой Рис- 42- К примеру 6. зоны достаточна и сжатая арматура Ла по расчету не требует¬
 ся. По значению Л0 — 196 из табл. 16 определяем а = 0,22 и по
 формуле (90) вычисляем усилие Na, которое должно быть вос¬
 принято растянутой арматурой Ла: Nа = abh0Ra = 0,22 • 15 • 41,5 . 231 = 31600 кгс. По формуле (91) находим требуемую площадь сечения арма¬
 туры Ла: F _ h _ 31600 _ g з , Г* — R — 3400 ’ • а По табл. 4 подбираем арматуру 3 0 20AIII с Fa = 9,41 см2 >
 > 9,3 см2 и конструируем сечение (см. рис. 42). Пример 7. Подобрать арматуру Ла и Ла из стали класса A-III с Ra = Ra.c =
 = 3400 кгс/см2 (см. табл. 7) для балки из
 бетона марки 200 с /?и = 100 кгс/см2 (см.
 табл. 2). М — 31,66 тс • м (рис. 43). Расчет. По табл. 15 для бетона
 марки 200 определяем Д0макс = 0*4 и по
 формуле (83) вычисляем фактическое
 значение Л0: Л — ^ — 3166000 _ q ,гл л° " - - 2п — 25 • 532 • 100 ~ 9 ЧП Рис. 43. К примеру 7. bhlR 0'хи Условие (93) Л0 — 0,452 > Л0макс = 0,4 не соблюдается, ней¬ тральная ось—за пределами норм (см. рис. 37), следовательно,
 прочность бетона сжато’й зоны недостаточна, ввиду чего требу¬
 ется сжатая арматура Лн' (либо нужно повысить марку бетона, или увеличить размеры сечения). Из формулы (79), без Fн, с 109.
учетом Aq = Л„макс (см. формулу (94), определяем требуемую
 площадь сжатой арматуры А'а: , М — A0MaKCbhlR„ 3166000 — 0,4 • 25 • 532 100 0 2
 Ла, с (Л„ - аа) “ 3400(53 - 3) -А1СМ. По табл. 15 для бетона марки 200 находим аМакс = 0,55 и по формулам (89) и (91), без Fн, определяем требуемую площадь
 сечения растянутой арматуры Ла: = амакс6/г0/?и + #а. cFa = 0,55 • 25 • 53 • 100 + + 3400 • 2,1 =79950 кгс. v 79950 00 Л 2 а~ R — 3400 — 23,6 см . По табл. 4 принимаем: 2 0 12AIII с Fa = 2,26 см2 > 2,1 см2 и 4 0 28AIII с Fa = 24,63 см2 > 23,6 см2. 5. ТАВРОВЫЕ И ДВУТАВРОВЫЕ СЕЧЕНИЯ В практике проектирования и строительства широко приме¬
 няются железобетонные конструкции таврового, двутаврового и
 многопустотного сечения; все они при расчетах на прочность рас¬
 сматриваются как тавровые. Эти изгибаемые элементы применя¬
 ют самостоятельно в виде балок, прогонов, ригелей и плит, ли¬
 бо они входят в состав ребристых конструкций (рис. 44). Если полка конструкции таврового сечения находится в рас¬
 тянутой зоне, то ее в расчетах не учитывают, а такие сечения
 рассчитывают как прямоугольные, принимая их размеры — Ъ X
 X h (см. рис. 44, а; § 12 п. 4 и примеры расчетов 2—7). При рас¬
 чете незначительной работой бетона, расположенного ниже ней¬
 тральной оси, пренебрегают. Если полка находится в сжатой зоне, то железобетонные эле¬
 менты таврового и двутаврового сечений рассчитывают с учетом
 работы сжатого бетона ребра и полки. При этом исходят из то¬
 го, где проходит нейтральная ось — в полке или ребре,— и в за¬
 висимости от этого различают два случая расчетов. Если нейтральная ось находится в нижней грани сжатой пол¬
 ки (см. рис. 36 и 44, б), то высота сжатой зоны бетона X = hn, (99) площадь сечения сжатой зоны бетона равна площади сечения
 всей полки Fq = bnha> (100) а плечо внутренней пары сил zq = h0 — Q,bhn. (101) /10
Запишем уравнения равновесия для тавровых сечений с уче¬
 том рассмотренных значени'й (см. рис. 36 и 25) или подставим
 их в формулы (61) и (66). в Рис. 44. Профили элементов, приводимых к прямоугольному или
 тавровому сечениям: а — с полкой в растянутой зоне; бив — с полкой в сжатой зоне и ней*
 тральной осью в полке или ребре. Из уравнения равновесия £МЛ= О получим: М R\\bnhn (Hq 0,5/ln) Ra. cFa (/*0 #a) °cFн (^o ^h) = 0, откуда, согласно условию прочности (см. § 12, п. 3), получим:
 М < RKbnhn (h0 — 0,5Я„) + Ra.cFa(h0 — a'a) -f acF'H{h0 — aH) .(102) 111
Из уравнения равновесия £ Z = О, получим: RaFа + RaFн — Rabnhn Ra. cFа Fн — откуда RaFa ~f* RaFн Rnbnhn ~b Ra. сFa -f- &cFн • 0^3) По формулам (102) и (103) определяют положение нейтраль¬
 ной оси в тавровых и двутавровых сечениях. Случай 1. Если условие (102) или (103) соблюдается, то ней¬
 тральная ось находится в сжатой полке, а тавровые и двутав¬
 ровые сечения рассчитывают как прямоугольные шириной Ьи (см.
 § 12, п. 4 и примеры 2—7). При расчете проверяют, соблюдается ли условие (70). При подборе арматуры, определяя положение нейтральной
 оси, доказывают неравенство (102), а при проверке прочности —
 неравенство (103). В расчетах учитывают только ту арматуру,
 которая фактически есть в сечении. На рис. 36 и 44, б видно, что если то нейтральная ось находится в полке. Если в табл. 17 значения Лсв и асв находятся выше жирной
 черты, то доказательство неравенств не требуется, так как ней¬
 тральная ось находится Ъ ребре. Если Лсв и аСв находятся ниже жирной линии, то нейтраль¬
 ная ось, отвечающая предельной прочности сжатой зоны бето¬
 на, расположена в полке. Случай 2. Если условие (102) или (103) не соблюдается, то
 нейтральная ось находится в ребре (см. рис. 36 и 44, в). В этом
 случае несущая способность элемента таврового и двутаврового
 сечения состоит из суммы несущих способностей прямоугольно¬
 го сечения ребра и свесов сжатой полки, следовательно, гдеМг, at, Л01—характеристики всего таврового сечения; М, а, А0 — то же, для прямоугольного сечения ребра; Мсв, асв, Лсв — то же, для свесов сжатой полки. Если нейтральная ось находится в ребре, то прочность тав-
 ровых и двутавровых сечений проверяется по формуле (108).,
 Если условие (108) соблюдается, то прочность достаточна. (104) М\ — М -f- мсв, а1 = a + асв> Ло1 = Л0 Лев» (105) (106)
 (107) 112
Таблица 17 Значения Лсв и асв для расчета
 тавровых сечений изгибаемых и внецентренно сжатых элементов / >
 Ьп > Ь / йп Л 0,10 0.12 0,14 0,16 0.18 0,20 0,22 0,25 1,5 Лсв асв 0,038 0,04 0,045 0,048 0,052 0,056 0,059 0,06 0,066 0,072 0,07 0,08 0,08 0,09 0,09 0,10 Для бето¬
 на марки 2 лсв асв 0,076 0,08 0,10 0,09 0,104 0,112 0,12 0,13 0,13 0,14 0,14 0,16 0,16 0,18 0,18 0,20 600, 500, 3 Лев «СВ 0,152 0,16 0,18 0,19 0,21 0,22 0,24 0,26 0,26 0,29 0,29 0,32 0,31 0,35 0,35 0,40 4 ^св асв 0,23 0,24 0,27 0,29 0,31 0,34 0,35 0,38 0,39 0,43 0,43 0,48 0,47 0,53 0,53 0,60 5 ^св “ев 0,30 0,32 0,36 0,38 0,42 0,45 0,47 0,51 0,52 0,58 0,58 0,64 0,63 0,70 0,70 0,80 ► 400
 и ниже 6 •^св ясв 0,38 0,40 0,45 0,48 0,52 0,56 0,59 0,64 0,66 0,72 0,72 0,80 0,78
 0,88 | I 0,88
 1 1,00 7 Лсв 7св 0,46 0,48 0,54 0,58 0,63 0,67 0,71 0,77 0,79 0,86 0,86 I 0,96 1 I 0,94
 | 1,06 1,05 1,20 8 Лсв асв 0,53 0,56 0,63 0,67 0.73 0,78 0,83, 0,90 0,92 "
 1,01 1,01 1,12 1,10 1,23 1,23 1,40 9 Лев асв 0,61 I 0,64 1 I 0,72
 | 0,77 0,83 0,90 0,94 1,02 1,05 1,15 1,15 1,18 1,25 1,41 1,40 1,60 10 Лев асв 0,68 0,72 0,81 0,86 0,94 ,
 1,01 | , 1,06
 | 1,15 1,18 1,30 1,30 1,44 1,41 1,58 1,58 1,80 11 Лев асв 0,76 0,80 0,90 0.96 1,04 |
 1,12 1 | 1,18
 | 1,28 1,31 1,44 1,44 1,60 1,57 1.76 1.76 2,00 12 Лев асв 0,84 0,88 0,99 I
 1,06 | | 1,14
 | 1,23 1,30 1.41 1,44 1.58 1,58 1,76 1,72 1,94 1,93 2,20 13 Лев асв 0,91 0,96 1,09 1,15 1,25 1,34 1,42 1,54 1,57 1,73 1,74 1,92 1,88 2,11 2,10 2,40 14 Лев асв 0,9ь> j
 1,04 | I 1Д7
 | 1,25 1,36 1,46 1,5(5
 1,66 1.70 1.87 1,87 2,08 2,04 2,29 2,27 2.60 15 Лев а„„ св 1,07 I
 1,12 j I 1,26
 | 1,34 1,4b 1,57 1,65 1,79 l,a«5 2,02 2,02 2,24 2,19 2,46 2,45 2,80 ИЗ
М < RHbx (h0 — 0,5*) + /?пр [bn — b) (h0 — 0,5/tn) hn + + Ra.cK (ho-a'a) + °cFn{ho — an) . (108) Положение нейтральной оси определяется из уравнения [jRaFа 4~ н = Rgbx -f~ Rnp (bn — b) hn -j- Ra. cFa -j~ gcFH • (109) В обоих случаях высота сжато'й зоны тавровых сечений долж¬
 на удовлетворять общему условию (70), которое при расчетах
 прямоугольных, тавровых и двутавровых сечений с помощью
 таблиц соответствует условиям (92) и (93): ® ^ &макс И Aq -^0макс* О Ю) Для тавровых сечений с двойной арматурой также должно
 соблюдаться условие (97). при этом требуемую площадь сече¬
 ния сжатой арматуры А а определяют по формуле (94), но с
 л°макс+лс, вместо Лошкс. При значительной ширине сжатой полки таврового сечения
 удаленные от ребра участки полки испытывают меньшее напря¬
 жение, чем участки, расположенные у ребра. Поэтому расчетная
 ширина полки для самостоятельных балок, настилов и т. п. долж¬
 на быть не более 7з их пролета и не более 12hn + b. Для второ¬
 степенных балок монолитных ребристых перекрытий расчетная
 ширина полки принимается равной расстоянию между их осями,
 а для главных балок — половине пролета. Расчет тавровых и двутавровых сечений производят в следу¬
 ющей последовательности: 1. Определяют положение нейтральной оси по формуле (102)
 при подборе арматуры или по формуле (103) при проверке проч¬
 ности сечения и решают вопрос о применении тех или других
 расчетных формул. Ъ h 2. Вычисляют— и Л, по их значению из табл. 17 находят Асв Ъ h0 и асв и проверяют положение нейтральной оси, соответствующее
 предельной прочности сжатой зоны бетона. При случае 1, т. е. когда нейтральная ось находится в полке,
 расчет производят по формулам для прямоугольных сечений, но с Ьп вместо Ъ (см. § 12, п. 4). При случае 2, т. е. когда нейтральная ось расположена в реб¬
 ре, расчет продолжают в такой последовательности. Если необходимо проверить прочность: 3. Вычисляют а\ для всего сечения по формуле (85), но с си
 вместо а. 4. Определяют а для прямоугольного сечения ребра из фор-
 мулы (106). 5. Проверяют условие (92), взяв аМакс из табл. 15. 114
а. 6. Находят Л о, соответствующее значению а, по табл. 16. 7. Доказывают неравенство (79), но с Л0 4- Лсв вместо Л0;
 если оно соблюдается, то прочность достаточна. Если необходимо подобрать арматуру: 3. Вычисляют Aoi для всего сечения по формуле (80), но с
 Ло1 вместо Л. 4. Находят Л0 для прямоугольного сечения ребра из форму¬
 лы (107). 5- Проверяют условие (93), взяв Ломакс по табл. 15. 6. Находят а, соответствующее значению Л0, по табл. 16. 7. Вычисляют N& по формуле (89), но с а + асв вместо 8. Подбирают арматуру по табл. 4, 5 или 6 и конструируют сечение,
 руководствуясь положениями, изло¬
 женными в § 7 и 8. Пример 8. Подобрать арматуру
 Ла из стали класса A-III с R& — = 3400 кгс1см2 (см. табл. 7) для бал¬
 ки таврового сечения (рис. 45) из бе¬
 тона марки 400 с Rn = 210 кгс!см2
 (см. табл. 2); изгибающий момент
 от расчетных нагрузок М = 21 тс • м Расчет. Определяем положе¬
 ние нейтральной оси по формуле (102), опуская Fа, FH и FH: М = 2100 000 кгс-см < Rubnhn{ho — 0,5hn) = = 210 . 50 -9(46,5—0,5 . 4,5) = 3 960 000 кгс-см. Рис. 45. К примеру 8. Условие (102) соблюдается, следовательно, высота сжатой f зоны бетона х < /гп, нейтральная ось находится в полке и тав¬
 ровое сечение рассчитываем как прямоугольное с шириной полки Ьп = 50 см. Вычисляем -у = ^ = 2,3, ~ = 0,19 и по табл. 17 определяем характеристики свесов полки: Лсв = 0,18 и
 асв = 0,20; они находятся выше жирной черты значений для бе¬
 тона марки 400, поэтому нейтральная ось, отвечающая предель¬
 ной прочности So = £S0 сжатой зоны бетона, с высотой •^макс» НЗ- ходится в ребре (см. рис. 45), и сжатая арматура Л апо расчету
 не требуется, так как прочность бетона сжатой зоны достаточна. По формуле (83), но с Ьп вместо b, вычисляем Л0 для всего
 сечения: А0 = —— = сп 21СЮ1Ю0,„- = 0,095. 50 . 46,5а • 210 115
По значению Aq — 0,095 из табл. 16 находим а = 0,1 и по фор¬
 муле (90), но с Ь 'п вместо b, вычисляем усилие N0> которое долж¬
 но быть воспринято растянутой арматуро'й Ла: Na = <j.bnh0RH = 0,1 • 50 • 46,5 ♦ 210 = 48825 кгс. По формуле (91) вычисляем требуемую площадь сечения рас¬
 тянутой арматуры Ла: F = — =
 а 48825 3400 = 14,4 СМ2. О' —250- tog ш_ 2028АЦ По табл. 4 подбираем арматуру 4 0 22 AIII с Fa = 15,2 см2 >
 > 14,4 см2. Пример 9. Подобрать арматуру Аа из стали класса A-II с
 Яь = 2700 кгс/см2 (см. табл. 7) для балки таврового сечения (рис. 46) из бетона марки 200 с /?и =
 = 100-1,1 = 110 кгс/см2; изгибающий
 момент от расчетных нагрузок М —
 = 15 тс. м. Расчет. Определяем положение
 нейтральной оси по формуле (102), но без F’, ^'и FB: М = 1 500 000 кгс • см > Rubnhn [hQ — — 0,5/in) =110 -25 • 10(53,3— —0,5 • 10) =- 1 328 000 кгс • см. со _
 со & 10 S Рис. 46. К примеру 9. Условие (102) не соблюдается, следовательно, нейтральная
 ось находится в ребре. Учитываем работу ребра и свесов полки. Ь' 25 10 Вычисляем •£= То = 2>5 итп = г, = 0,19 и по табл. 17 оп- 53,3 Ь ш ' К
 ределяем для свесов полки Лсв = 0,21 и асв = 0,23; они находят¬
 ся выше жирной черты значений для бетона марки 200, поэтому
 нейтральная ось, отвечающая предельной прочности Sq = £So
 сжатой зоны бетона, также расположена в ребре. Исходя из это¬
 го, расчет производим с учетом формул (105) — (107). По формуле (83), но с Л01 вместо Л0, вычисляем значение Л01
 для всего сечения: М 1500000 л .о = 0,48. Л01 — bhlR„ 10 • 53,32 • 110 Из формулы (107) находим Л0 для прямоугольного сечения
 ребра: А0 = Ло1 — Лсв = 0,48 — 0,21 = 0,27. 116
Из табл. 15 для бетона марки 200 определяем Л0макс = 0,4 в
 проверяем условие (93) для прямоугольного сечения ребра. Л0 = 0,27 < Л„„авс = 0,4. Условие (93) соблюдается, следовательно, нейтральная ось
 в пределах норм (см. рис. 37), прочность бетона сжатой зоны достаточна, арматура Аа по расчету не требуется. По значению-
 А о = 0,27 из табл. 16 находим а = 0,32 для прямоугольного сече¬
 ния ребра и по формуле (90), но с а + аСв вместо а, вычисляем,
 усилие Nа, которое должно быть воспринято растянутой армату¬
 рой Ла всего сечения: Na = (a -f- асв) bh0Ra = (0,32 4* 0,23) 10 ♦ 53,3 ♦ 110 = 32 247 кгс. По формуле (91) вычисляем требуемую площадь сечения про-
 дольной растянутой арматуры Аа для всего сечения элемента:. 32247 = 11,94 см2. F'-^ =
 ‘ К. 2700 По табл. 4 подбираем арматуру 2 0 28АН с Fa = 12,32 см2 > > 11,94 см2. Пример 10. Проверить прочность таврового сечения с одиноч¬
 ной напрягаемой арматурой (рис. 47) Лн из 3 0 25AIV с Ra. =*-
 = 5100 кгс!см2 (см. табл. 7) и FH = = 14,73 см2 (см. табл. 4); ненапрягаемая
 арматура Аа из 2 0 18AI с Rа = = 2100 кгс)см2 и Fa = 5,09 см2; бетон мар¬
 ки 400 с Rn = 210 кгс/см2 (см. табл. 2);
 изгибающий момент от расчетных нагру¬
 зок М = 41,5 тс. м. Расчет. Определяем положение
 нейтральной оси по формуле (103), но без
 учета F'a и F'H: RaFa 4- RaFH = 2100 . 5,09 4- 5100 . 14,73= = 85812 кгс > Rnbnhn = 210 • 40 • 10 = = 84 000 кгс. Рис. 47. К примеру 10 Условие (103) не соблюдается, следовательно, нейтральная
 ось находится в ребре. Учитываем работу ребра и свесов полки. Ъп 40 Лп 10 Вычисляем у = 20 = 2 и = 55 =0,18 и по их значениям в табл. 17 определяем для свесов полки Асв =0,13 и асв = 0,14;
 они находятся выше жирной черты значений для бетона марки
 400, поэтому нейтральная ось, отвечающая предельной прочности
 сжатой зоны бетона, iSe = £«S0, находится также в ребре. Следо¬
 вательно, расчет производим с учетом формул (105) — (107). 11?
По формуле (87), но с ai вместо а, вычисляем относительную
 высоту сжатой зоны бетона ai для всего сечения: 2100 • 5,09 + 5100 14,73 ai Va = 0,371. bhQRv 20 -55 210 Из формулы (106) находим относительную высоту сжатой зоны
 бетона а для прямоугольного сечения ребра: а = а! — аСв — 0,371 — 0,14 = 0,23. По табл. 15 для бетона марки 400 определяем аМакс = 0,55 и
 проверяем условие (92) для прямоугольного сечения ребра. 0t = 0,23 ОС макс — 0,55. Условие (92) соблюдается, нейтральная ось находится в пре¬
 делах норм (см. рис. 37), следовательно, прочность бетона сжа¬
 той зоны достаточна, и арматура Ла по расчету не требуется. По
 значению а = 0,23 из табл. 16 находим Л0 = 0,203 для прямо¬
 угольного сечения ребра и доказываем неравенство (82), учиты¬
 вая Aq + Лсв вместо Л0: М — 4 150000 кгс • см < (Л0 -j- Асв) bhlRn = = (0,203 + 0,13) • 20 • 552 . 210 = 4 362 440 кгс • см. Неравенство соблюдается, прочность достаточна. Пример 11. Проверить прочность панели перекрытия (рис. 48)
 с предварительно напряженной арматурой Лн из высокопрочной то 4.1 Ж] 2? г г « 287 ш *\| ь._ О?' c\i С\| I Рис. 48. К иримеру 11. проволоки периодического профиля в количестве 40 0 ЗВрП с
 Rz — 11500 кгс1см2 (см. табл. 7) и FB =2,9 см2 (см табл. 5); бе¬
 тон марки 300 с Ra = 160 кгс!см2 (см. табл. 2); изгибающий мо¬
 мент от расчетных нагрузок М = 5,8 тс. м. 118
Расчет. Приводим сечение панели с овальными пустотами
 к эквивалентному двутавровому сечению. Для этого овальные
 отверстия заменяем равновеликими прямоугольными отверстия¬
 ми с Лэкв. отв = 0,95/готв = 0,95 • 17 = 16,15 см, Ьжв. отв — 0,9^охв = 0,95 • 33,5 = 31,83 см. \ Вычисляем приведенную ширину ребра и толщину полок (см.
 рис. 48): Ь = 156 — 4 -31,83 = 28,7 см, и 22 — 16,15 0 ЛО
 hn = 2 “ 2,93 см. Определяем положение нейтральной оси по формуле (103) / п' опуская в ней Fa, F а и 'V RaFH = И 500 • 2,9 = 33 350 кгс < RKbnhn = = 160 • 156 • 2,93 = 59800 кгс. Условие (103) соблюдается, следовательно, высота сжатой зоны бетона х < /?.п> нейтральная ось находится в полке; двутав- / ровое сечение рассматриваем как прямоугольное с шириной Ьп —
 = 156 см. 6П 156 гг К 2,93 Л1С
 Вычисляем _ = Kspj = о,о и Л — -т^- = 0,15; по их значе- ft ho нетям в табл. 17 определяехМ для свесов полки Асв = 0,5 и асв =
 = 0,54; они находятся выше жирной черты для значений бетона
 марки 300. Поэтому нейтральная ось, отвечающая предельной
 прочности &б = IS0 сжатой зоны бетона, высотой хмаКс располо¬
 жена в ребре (см. рис. 48) и арматура Аа по расчету не требует¬
 ся, так как прочность бетона сжатой зоны достаточна. По формуле (87), но с Ьп вместо b и опуская Fa, вычисляем
 фактическую относительную высоту сжатой зоны бетона: *Л _ 11500-2,9 _ЛА7
 01 Ь'h.R “ 156 ■ 19 • 160 ’ ап”0Аи По значению а = 0,07 из табл. 16 находим А0 = 0,067 и дока¬
 зываем неравенство (82), вводя в расчет Ьп вместо Ь. М = 530000 кгс-см < A0bnh20RH = 0,067 • 156 • 192 • 160 - = 604000 кгс * см. Неравенство соблюдается, следовательно, прочность доста¬
 точна. Пример 12. Подобрать арматуру Аа из стали класса A-II с
 Rа = 2700 кгс/см2 (см. табл. 7) для панели перекрытия (рис. 49) 119
из бетона марки 200 с Ra = 100* 1,1 = 110 кгс/см2 (см. табл. 2);
 изгибающий момент от расчетных нагрузок М = 5,64 тс. м. Расчет. Приводим сечение панели с круглыми пустотами к
 эквивалентному двутавровому сечению. Для этого круглые от¬
 верстия заменяем равновеликими квадратными со стороной a = jУ* = ^УЗЛ*= 14 см Рис. 49. К примеру 12. и вычисляем приведенную ширину ребра и толщину полок (см.
 рис. 49, б): Ъ = 116 — 6,14 = 32 см; , 22 — 14 , hn = hn = —2— = 4 см- Определяем положение нейтральной оси по формуле (102),
 опуская Faи FH: М = 564 000 кгс • см < Rub'nhn (h0 — 0,5/in) = = 110* 116-4 (20,3 — 0,5 • 4) = 934 032 кгс • см. Условие (102) соблюдается, высота сжатой зоны бетона х < г < /in, нейтральная ось проходит в полке, поэтому двутавровое
 сечение рассматриваем как прямоугольное шириной Ьп — 116 см. Вычисляем ~= — 3,6 и ^2= = 0,2 и по табл. 17 определяем характеристики свесов полки Лсв = 0,36, и аСв = 0,40; 120
они находятся выше жирной черты для значений бетона марки;
 200. Поэтому нейтральная ось, отвечающая предельной прочно¬
 сти 5б = £*S0 сжато'й зоны бетона высотой *макс, находится в ребре и сжатая арматура Аа по расчету не требуется, так как
 прочность бетона сжатой зоны достаточна. По формуле (83), но с Ьп вместо 6, вычисляем Aq для всего'
 сечения: д — М 564 ООО q 0 “ Ь h2R “ 116 • 20.32 • 100 ~ п О^и J По значению А0 = 0,104 из табл. 15 находим а = 0,11 и по / формуле (90), но с Ьп вместо Ь, определяем усилие Na, которое-
 должно быть воспринято растянутой арматурой Аа всего сечения: Na = abnh0Rn =0,11 • 116 • 20,3 . 110 - 28490 кгс. По формуле (91) вычисляем требуемую площадь сечения pac-
 гянуто'й арматуры Аа: N а Fa = -?r = 28490 Ra 2700 = 10,02 см2. По табл. 4 подбираем арматуру 7 0 14AII с Fa = 10,77 см2 >
 > 10,02 см2. Пример 13. Проверить прочность ребристой панели (рис. 50)
 Аа 4 018AII с Ra = 2700 кгс/см2 (см. табл. 7) и Fa= 10,17 см2
 (см. табл- 4); бетон марки 200 с Ra = 100 кгс/см2 (см. табл. 2);:
 М = 7 тс 'М. Рис. 50. К примеру 13. Расчет. Определяем положение нейтральной оси по форму¬
 ле (103), опуская в ней F а, Ря и FH: RaFa = 2700 . 10,17 = 27 459 кгс < ЯиМп = = 100 • 115 -4 = 46000 кгс. 121'
Условие (103) соблюдается, следовательно, нейтральная ось
 находится в полке и двутавровое сечение рассчитываем как пря- моугольное шириной Ьп. Вычисляем А =0,13. 115 = 7 и Г 8+8 - 30,5 По их значениям из табл. 17 определяем характеристики свесов
 полки Лсв = 0,58, асв = 0,62. Они находятся выше жирной линии
 для значений бетона марки 200, поэтому нейтральная ось, отве¬
 чающая предельной прочности Sq — £S0 сжатой зоны бетона вы¬
 сотой *макс> находится в ребре, и сжатая арматура Ла по расчету
 не требуется, так как прочность бетона сжатой зоны достаточна. По формуле (87), но с Ьп вместо b и опуская Fn, вычисляем
 относительную высоту сжатой зоны бетона для всего сечения: 2700 1<ш =0,07. а b'uhoRii - 115 • 30,5 . 100 По значению а = 0,07 из табл. 16 находим Л0 = 0,067, и дока- г зываем неравенство (82), с Ьп вместо Ь. М = 700 000 кгс ■ см < А0Ь = 0,067 -115- 30,52 • 100 = — 716 000 кгс • см. Неравенство соблюдается, следовательно, прочность доста¬
 точна. Пример 14. Проверить проч¬
 ность двутаврового сечения
 (рис. 51) с предварительно на¬
 пряженной арматурой из вы¬
 сокопрочной проволоки перио¬
 дического профиля R& =
 = 10200 кгс!см2 (см. табл. 7) в
 количестве 40 0 5ВрП для Лн
 с Рц — 7,84 см2 и 8 0 5ВрН с
 F'H — 1,57 см2 для А' (см. табл. 5); бетон марки 400 с RH =
 = 210 кгс(см2 (см. табл. 2);
 М = 60 тс. му натяжение арма¬
 туры техническое. Расчет. Вычисляем на¬
 пряжение в напрягаемой арма¬
 туре сжатой зоны (см. § И и
 рис. 36): ос = 3600 — тта0 = 3600 — 1,1 X X 8000 = — 5200 кгс/см2. 122
Определяем положение нейтральной оси по формуле (103),
 опуская Fa и Fa: RaFH = 10200 . 7,84 = 79 970 кгс < RHbnhn + + o'cF'H = 210 • 36 • 12 — 5200 • 1,57 = 82 556 кгс. Условие (103) соблюдается, поэтому высота сжатой зоны бетона х < hn, нейтральная ось находится в полке; двутавровое / сечение рассчитываем как прямоугольное шириной Ьп — 36 см. Вычисляем ?И = | = б и ^2 = ^ = 0,13. Ь 6 hn 94 По их значениям из табл. 17 определяем характеристики свесов
 полки Лсв = 0,49 и асв = 0,52; они находятся выше жирной чер¬
 ты для значени'й бетона марки 400. Следовательно, нейтральная
 ось, отвечающая предельной прочности Sg = £50 сжатой зоны бе¬
 тона высотой *макс, находится в ребре (см. рис- 51); прочность / бетона сжатой зоны достаточна, сжатая арматура Аа по расчету
 не требуется. По формуле (85), но с Ьп вместо b и опуская Fa и F&, вычис¬
 ляем относительную высоту сжатой зоны бетона для двутавро¬
 вого сечения _ Vh — ®cFH _ 10200 - 7.84 + 5200 -1,57 о 1 b'„h„R„ ~ 36-94-210 - U.I.4. Для сечений с двойной арматурой должно соблюдаться усло¬
 вие (97) а = 0’12>^ = ?9Г =0’06- Условие (97) соблюдается, z§<za (см. рис. 37). Арматура сжатой зоны А „ используется полностью; нейтральная ось в пре¬
 делах норм. По значению а = 0,12 из табл. 16 находим А0 = 0,113 и дока- 9 Г зываем неравенство (79), но с Ьп вместо b, а также опуская Fa:
 М. = 6000000 кгс - см < Л0&пЛо#и + o'cFH (h0 — ан) — = 0,113 • 36 • 942 • 210 — 5200 . 1,57 (94 — 3) = 6 807 100 кгс • см.
 Неравенство соблюдается, прочность достаточна. 12а
§ 13. Расчет прочности изгибаемых элементов по наклонным сечениям 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ Рассмотренный выше расчет изгибаемых элементов по нор¬
 мальным к их оси сечениям обеспечивает прочность железобетон¬
 ных конструкций в зоне максимальных изгибающих моментов
 (см. рис. 34, сеч. 1—8 и рис. 35). Но, независимо от этого, на
 участках с поперечными силами возникают главные растягиваю¬
 щие напряжения <?гл и, если они превышают расчетное сопротив¬
 ление бетона при растяжении Rv (см. табл. 2), то в зоне макси¬
 мальных поперечных сил появляются и раскрываются наклонные
 трещины. Чтобы предотвратить здесь возможное разрушение
 конструкции, необходимо производить расчет ее прочности по
 ^наклонным сечениям (см. рис. 34, сеч. 9— 12 и рис. 35). В наклонных сечениях наблюдаются те же три стадии напря¬
 женно-деформированного состояния, что и в нормальных сече¬
 ниях, но характер разрушения несколько иной. Он может быть
 ^вызван значительным изгибающим моментом М или поперечной
 силой Q. 2. РАСЧЕТ ПО ИЗГИБАЮЩЕМУ МОМЕНТУ Под воздействием изгибающего момента могут появиться и
 раскрыться наклонные трещины. При этом сжатая зона элемен¬
 та сокращается, а растянутая арматура течет или, что бывает
 при недостаточной анкеровке, выдергивается. Результатом этого
 бывает взаимный поворот обеих частей элемента вокруг центра
 тяжести сечения сжато'й зоны бетона (рис. 52, точка 1). Чтобы
 получить расчетную схему распределения усилий, применяем ме¬
 тод сечений (см. § 9, п. 1). Условно отбрасываем первую часть
 изгибаемого элемента (см. рис. 35) и, чтобы не нарушилось рав¬
 новесие, ее воздействие на оставшуюся часть заменяем действу¬
 ющими в наклонном сечении усилиями в предельном состоянии
 (см. рис. 52 и 25). Напряжения в арматуре принимаем равнымй
 расчетному сопротивлению стали R& (см. табл. 7). На схемах распределения усилий в наклонных сечениях и в
 формулах приняты следующие обозначения (см. рис. 52 и 53):
 Fq, Fa, FH, F0, Fx— площади сечений сжатой зоны бе¬
 тона, растянутой и сжатой нена-
 прягаемой и предварительно на¬
 пряженной арматуры, отгибов и
 хомутов (поперечных стержней);
 Ra, Ra, Ra.c, Ra.x — расчетные сопротивления бетона на сжатие при изгибе, растянутой
 и сжатой продольной арматуры,
 отгибов и хомутов (поперечных
 стержней);
Рис. 52. Схема усилий в наклонном сечении при расчете прочности
 по изгибающему моменту. 1 Рис. 53. Схема усилий в наклонном сечении при расчете прочности
 но поперечной силе
R»F6, RaF at Ra.cFa, RaF н» Ra.x, F0, RaFx, Ra.xFx—усилия, воспринимаемые сжатой зоной бетона, растянутой и сжатой
 ненапрягаемой и предварительно
 напряженной продольной армату¬
 рой, отгибами и хомутами (попе¬
 речными стержнями) в момент
 разрушения;
 z, Zo, zx — расстояния от центра тяжести се¬
 чений продольной арматуры, отги¬
 бов и хомутов (поперечных стерж¬
 ней) до центра тяжести сечения
 сжатой зоны бетона; М — изгибающий момент от расчетных
 нагрузок; Q — поперечная сила от расчетных на¬
 грузок; Qб — поперечная сила, воспринимаемая
 бетоном сжатой зоны;
 а — угол наклона отогнутых стержней
 к оси элемента. Формулы для расчетов прочности наклонных сечений по из¬
 гибающему моменту выводят из уравнения равновесия 2М| = 0. Запишем сумму моментов всех внутренних усилий вокруг
 центра тяжести сечения сжатой зоны бетона — точки 1 (см.
 рис. 52 и 25). Из уравнения равновесия EAfi =0 получим: М — (RaFа RaFн) z £ RaFо^о ^ RaFх^х = 0. Условие прочности наклонных сечений по изгибаю¬
 щему моменту: максимальный расчетный изгибающий момент М
 не должен превышать алгебраической суммы изгибающих мо¬
 ментов вокруг центра тяжести сечения сжатой зоны бетона от
 всех внутренних расчетных усилий, воспринимаемых продольной
 арматурой, отгибами и хомутами (поперечными стержнями) в
 момент разрушения. Следовательно, По формуле (111) проверяют прочность наклонных сечений
 по изгибающему моменту. Если условие (111) соблюдается, то
 прочность достаточна. При определенных условиях конструиро¬
 вания этот расчет можно не выполнять (см. § 13, п. 4). 126
3. РАСЧЕТ ПО ПОПЕРЕЧНОЙ СИЛЕ При наличии прочной хорошо заанкеренной арматуры в зоне
 действия максимальных поперечных сил происходит разрушение
 сжатой зоны бетона. Под воздействием внешней нагрузки части
 элемента могут взаимно переместиться по направлению действия
 поперечных сил, вследствие чего образуется наклонная трещина.
 Применяя метод сечений, получим расчетную схему распределе¬
 ния усилий в предельном состоянии наклонного сечения изгибае¬
 мого элемента (см. рис. 53). Напряжения в отогнутых и попе¬
 речных стержнях или хомутах принимаются Ra.x = mH/?a (см.
 табл. 7), где тя — коэффициент условий работы, учитывающий
 неполное использование, прочности арматуры вблизи сжатой зо¬
 ны бетона, так как трещины здесь раскрываются меньше. Формулы для расчетов прочности наклонных сечений по по¬
 перечной силе выводят из уравнения равновесия 2 К = 0. Запишем сумму проекций всех внутренних усилий на попереч¬
 ную вертикальную ось Y (см. рис. 53 и 25). Из уравнения равновесия Е У = 0 получим: Q — LRa. XF0 sin а — Е Ra. XFX — Q6 = 0. Условие прочности наклонных сечений по попереч¬
 ной ойле: максимальная расчетная поперечная сила Q не должна
 превышать алгебраической суммы проекций на ось Y всех внут¬
 ренних расчетных усилий, воспринимаемых отгибами, попереч¬
 ной арматурой, хомутами и бетоном сжатой зоны в момент раз¬
 рушения. Следовательно. I Q < s Ra. xF„ sin а + s Ra. xFx + Q6 . (112) По формуле (112) проверяют прочность наклонных сечений
 по поперечной силе. Если условие (112) соблюдается, то проч¬
 ность достаточна. Поперечная сила Qe, воспринимаемая бетоном сжатой зоны,
 определяется по эмпирической формуле <?б= (113) где с — проекция наклонного сечения на ось элемента. 127
Проекцию наиболее невыгодного наклонного сечения на ось
 элемента с0 определяют из формулы (113). Приняв Q6 = qx ь соответствующее ему с = Со, получим /0,15 Rhhl —(114) или, если расчет производим с помощью графиков (рис. 54), по формуле С0 — (115) где Предельное усилие в поперечных стержнях или хомутах на
 единицу длины элемента qх определяется по формуле ^а. xfхпх /1 1 cv <7х = , (116) где fx — площадь сечения одной ветви хомута или поперечного
 стержня; пх — количество ветвей хомутов или поперечных стержней;
 и — расстояние между хомутами или поперечными стер*,
 нями. Расстояния между хомутами, поперечными стержнями или
 отгибами необходимо принимать такими, чтобы была исключена
 возможность образования наклонных трещин между ними тогда,
 когда вся поперечная сила Q воспринимается одним только бе¬
 тоном сжато'й зоны. Расстояния между поперечными стержнями, хомутами или
 отгибами, если они требуются по расчету, должны быть не бо¬
 лее «Макс (определяемого из формулы (113) при Qe = Q, с —
 = «макс и при коэффициенте 0,15 вместо 0,1), т. е. (117) или, если расчет производят с помощью графиков, не более (118) Условие (118) получилось при и = «макс вследствие замены в формуле (117) ее выражений буквами v и е, что необходимо для пользования графиками
 (см. рис. 54 и 55). 228
■г Рис. 54. Значения 80 для определения положения наиболее невы¬
 годного наклонного сечения при расчете на прочность до попереч¬
 ной силе. 5 0-1350
Приняв значение 0,1 v = — Q 0,1 Rubhn v=. J!—9 (119) и и — vh0 или v ~ h^' (1^0) из формулы (117) получим: Приняв значение е = находим Q = е/?и6Ло» (121) или, при Q = Rax Fx, о„ = (122) Если поперечная сила Q не превышает прочности бетонного
 сечения Rpbh0 при растяжении, то наклонные трещины не возни¬
 кают. Поэтому если в наклонных сечениях прямоугольных, тав¬
 ровых, двутавровых, пустотелых и других элементов соблюдает¬
 ся условие |(? < RPbh„\, (123) или, в случае расчетов с помощью графиков (подставив Q из формулы (121),
 соблюдается условие * < 024) то поперечная сила полностью воспринимается бетоном, и расчет
 прочности наклонного сечения не требуется, а хомуты или
 поперечные стержни подбирают по конструктивным соображе¬
 ниям. Если условие (123) или (124) не соблюдается, то поперечные
 стержни или хомуты ставят по расчету. При этом чрезмерное
 раскрытие наклонных трещин ограничивается условием Q < 0,25ЯиМо> (125) или, если расчет производят, пользуясь графиками (подставив Q из формулы
 (121)), ограничиваются условием в < 0,25. (126) В практике проектирования и строительства часто применяют
 армирование одними только продольными и поперечными стерж¬
 нями или хомутами без отгибов (см. рис. 35,6). Предельная по¬
 перечная сила, которая воспринимается поперечными стержнями 5* 131
или хомутами и бетоном сжатой зоны Qx.б в наиболее невыгод¬
 ном наклонном сечении без отгибов, определяется по формуле Qx. б = ]/'0,6RиЬН&х—дхи, (127) или, если расчет производят с помощью графиков, — по формуле (128): Qx. 6~*RBbho. (128) Если наибольшая поперечная сила Q. в пределах наклонного
 сечения не превышает максимальной поперечной силы, которая
 может быть воспринята хомутами или поперечными стержнями
 и бетоном сжатой зоны Qx. б в наиболее невыгодном наклонном
 сечении, т. е., если Q < Qx.6, (129) то прочность наклонного сечения достаточна, и отогнутые стерж¬
 ни по расчету не требуются. Если условие (129) не соблюдается, то поперечная арматура
 совместно с бетоном не полностью воспринимает максимальную
 поперечную силу в наклонном сечении и тогда необходимо уве¬
 личить интенсивность и сечение поперечных стержней (хомутов),
 либо предусмотреть отогнутую арматуру. Требуемую площадь сечения отгибов, располагаемых в одной
 наклонной плоскости, определяют по формуле (130) Расчет по поперечной силе производят в сечениях, проходя¬
 щих через грань опоры, через начала отгибов и в местах, где
 изменяется интенсивность расположения поперечных стержней
 (хомутов). 4. КОНСТРУИРОВАНИЕ ПОПЕРЕЧНЫХ СТЕРЖНЕЙ, ХОМУТОВ И ОТГИБОВ Если в балках и ребрах соблюдается условие (131),т.е., если Q<RPbh0f (131) то бетон полностью воспринимает все поперечные силы, и попе¬
 речные стержни или хомуты по расчету не требуются. Но в этом
 случае, при высоте балок или ребер от 150 до 300 мм, попереч¬
 ные стержни или хомуты ставят, исходя из конструктивных сооб¬
 ражений, у концов элементов на длине /оп не менее ^ пролета I
 (рис. 56). В балках и ребрах высотой более 300 мм поперечные стерж¬
 ни или хомуты ставят всегда независимо от расчета, при этом
 расстояние между ними иср на средней части элементов должно 132
быть не более и не более 500 мм (см. рис. 56). На приопор- иых участках длиной l0TJ = ^1 и местах, где Q > Rpbh0, в балках и ребрах, не имеющих отгибов, расстояния между поперечными
 стержнями или хомутами при высоте сечения h до 450 мм долж¬
 но быть не более -дЛ и не более 150 мм, а при большей высоте — не более ^ h и не более 300 мм. О Л -с и \ Met При П<450 и^150 При tl>450 и £300 у; 500 А d=5*8мм dt>0,25d (0,2d) - Рис. 56. Минимальное поперечное армирование изгибаемых элемен¬
 тов без отгибов. В сжатой зоне изгибаемых элементов при наличии учитывае¬
 мой расчетом сжато'й ненапрягаемой или предварительно напря¬
 женной арматуры (с а о = 4500 кгс/см2) поперечные стержни или
 хомуты ставят во всех случаях на расстоянии и < 500 мм, а так¬
 же и < 20d — при сварных каркасах или и < \Ъй — при вяза¬
 ных (d — наименьший диаметр продольных сжатых стержней). Диаметр поперечных стержней или хомутов должен быть не
 менее 5 мм и не менее 0,25 d или не менее 0,2 d, если хомуты из
 стали класса A-III или из обыкновенной арматурной проволоки
 диаметром 5 и 5,5 мм (d — наибольший диаметр продольных
 стержней). В изгибаемых элементах высотой сечения до 800 мм
 диаметр хомутов вязаных каркасов рекомендуется принимать не
 менее б мм, а при большей высоте — не менее 8 мм. Поперечную и отогнутую арматуру следует проектировать
 так, чтобы не нужно было производить расчет по изгибающему
 моменту, но при этом должны соблюдаться все конструктивные
 требования, обеспечивающие прочность наклонных сечений. В местах отгибов, где часть стержней постепенно выключает¬
 ся из работы, необходимо проверить, может ли поперечное 133
сечение изгибаемого элемента с оставшейся продольной арма¬
 турой воспринять действующий здесь изгибающий момент.
 С этой целью для каждого стержня определяют единичный
 момент, который может быть воспринят этим стержнем вме¬
 сте с соответствующей частью бетона: MeA = RafaZ. (132) Рис. 57. Конструирование хомутов и отогнутых
 стержней. Затем строят эпюру арматуры, накладывая ее на эпюру изгиба¬
 ющих моментов в том же масштабе (рис. 57). При построении
 ординаты единичного момента Мед последовательно откладыва¬
 ют для каждого продольного стержня на том участке, где он вос¬
 принимает усилия. Отогнутые стержни конструируют так, чтобы
 эпюра изгибающих моментов нигде не выходила за пределы эпю¬
 ры арматуры. Расстояние от грани свободной опоры до начала отгиба долж¬
 но быть не более 50 мм, а от грани защемленной опоры до отги¬
 ба — не более имакс, определяемого по формуле (117). Расстояние от сечения, в котором отгибаемый стержень пол¬
 ностью используется по моменту, до начала отгиба в растянутой 134
зоне должно быть не менее 0,5 ho, а конец отгиба — не ближе
 сечения, в котором он не требуется по эпюре изгибающих момен¬
 тов (см. рис. 57). При равномерно распределенных нагрузках конец последне¬
 го от опоры отгиба должен находиться не ближе точки пересе¬
 чения эпюры поперечных сил Q с эпюрой Qx.6- Эпюры Q и _QX.б
 строят для облегчения расчетов по поперечной силе, накладывая
 их одну на другую в одинаковом масштабе (см. рис. 57). Часть
 эпюры Q, находящаяся за пределами эпюры Qx.б, указывает на
 необходимость установки здесь отогнутых стержней. Стержни,
 расположенные непосредственно у боковых гране'й элементов,
 отгибать не рекомендуется, они должны быть прямыми и заве¬
 денными за грань опоры в растянутой зоне. Расчетными значениями Q являются наибольшие поперечные
 силы Qi, Q2, Q3, Q4, действующие в пределах рассматриваемых
 наклонных сечений 1, 2, 3,4. В предварительно напряженных изгибаемых элементах на¬
 прягаемую рабочую арматуру располагают в растянутой зоне и
 отгибов она не имеет (см. рис. 2, в, 20, 24, 27). В случае необхо¬
 димости напрягаемая арматура может быть и в сжатой зоне.
 В местах больших поперечных сил рекомендуется напрягать по¬
 перечную арматуру или отгибать часть продольной предвари¬
 тельно напряженной арматуры вверх на опоры по плавным кри¬
 вым, равномерно располагая ее по высоте торца и даже на верх¬
 ней грани элемента (см. рис. 35 и 62). При применении армату¬
 ры криволинейного очертания, натягиваемой на бетон, угол ее
 наклона а рекомендуется принимать не более 30°, а радиус за¬
 кругления: R >4 м — для пучков из проволок d < 5 мм или прядей d —
 = 4,5-ь9 мм\ R >- 6 м — для проволок или прядей больших диаметров; R > 15 м — для стержневой горячекатаной арматуры с d < < 25 мм; R > 20 м — для стержней d = 28-J-40 мм. Расчет поперечных и отогнутых стержней (хомутов) можно
 производить по основным формулам или, пользуясь графиками,
 по преобразованным формулам. Расчет хомутов или поперечных и отогнутых стержней по ос¬
 новным формулам производят поочередно в каждом сечении в
 следующей последовательности: 1. Проверяют условие (123); если оно соблюдается, то рас¬
 чет на этом окончен. 2. Вычисляют «макс по формуле (117), назначают диаметр и
 шаг хомутов, ~ 3. Вычисляют qx по формуле (116). 4. Вычисляют Qx.6 по формуле (127): ' 135
2. 3. 4. 5. 5. Проверяют условие (129) и, если оно соблюдается, расчет
 на этом окончен. 6. Вычисляют F0 по формуле (130) и конструируют отогну¬
 тые стержни. Подбор хомутов или поперечных стержней с помощью гра¬
 фиков производят в такой последовательности. 1. Вычисляют е по формуле (121). Проверяют условия (124) и (126). Принимают диаметр поперечных стержней или хомутов.
 Вычисляют D0 по формуле (122). Находят v по графику на рис. 55, соответствующее значе¬
 ниям е и D0. 6. Проверяют условие (118)- 7. Вычисляют требуемый шаг поперечных стержней или хо¬
 мутов и по формуле (120) и назначают расстояния между ними. Проверку прочности наклонных сечений и подбор отгибов с
 помощью графиков производят в следующей последователь¬
 ности: 1. Вычисляют D0 и и по формулам (122) и (120). 2. Находят 8 по графику на рис. 55 и 6о, соответствующие
 значениям D0 и v. 3. Проверяют условия (124) и (126). 4. Вычисляют Qx.6 по формуле (128). 5. Доказывают неравенство (129); если оно соблюдается, то
 прочность наклонного сечения достаточна без отгибов. 6. Если условие (129) не соблюдается, вычисляют F0 по .фор¬
 муле (130) или увеличивают интенсивность и сечение попереч¬
 ных стержней (хомутов). Пример 15. Рассчитать и сконструировать хомуты и отогнутые стержни прогона (рис. 58) сборного пере¬
 крытия. Бетон марки 200 с Rn = 100 кгс1см2;
 /?р = 7,2 кгс/см2; арматура хомутов из стали
 класса А-I /?а.х = 1700 кгс/см2; продоль¬
 ная арматура из стали класса А-I с /?а =
 = 2100 кгс)см2; Q = 15000 кгс\ отгибы под
 углом 45°; sin 45° = 0,71. Расчет. По формуле (123) Rpbh0 = 7,2 • 20 • 46 = 6620 K2C<Q = = 15 000 кгс. Из этого следует, что хомуты требуются
 по расчету. Принимаем двухветвевые хомуты (пх = 2) диамет¬
 ром 6 мм с = 0,283 см2. Шаг хомутов должен быть не более 25 см и не более амакс, определяемого по формуле (117):
 0.1 Rabhl Рис. 58. К примеру 15. ^ыакс — 0,1 • 100 - 20 - 46*
 15000 = 28,2 СМ. 136
Принимаем шаг хомутов и — 17 см, конструируем хомуты и
 по формуле (116) определяем предельное усилие в хомутах на
 единицу длины балки: <7* = Яа.х/х" а.х* х х
 U 1700 0,283 -2 к , о
 -р=; = 56,5 кгс/см2. По формуле (127) находим предельную поперечную силу,
 воспринимаемую хомутами и бетоном сжатой зоны: Qx б = V0,6Rabhoqx — qxu — V 0,6 • 100 • 20 • 462 • 56,5 — — 56,5 . 17 = 11000 кгс. Строим эпюру Q и в том же масштабе откладываем ордина¬
 ты эпюры Qx.б*, из рис. 59 и формулы (129) очевидно, что Qi = 15 000 кгс > Qx. б = 11 000 кгс, поэтому оставшуюся часть Q\ необходимо передать на отогнутые
 стержни. Требуемое сечение отгибов в первой плоскости вычис¬
 ляем по формуле (130): X. б 15 000— 11 000 Ra. xsina = 3,3 см2. 1700 • 0,71 Отгибаем 1 0 20AI с F0l= 3,142 см2 » 3,3 см2. Производим расчет сечения 2. Здесь Q2 находим из подобия
 треугольников: 15 000
 293 — Фз о — 15 000 (293 ~~ 43) _ 12800 кгс — 293 43’ ^2 904 i^ouu кгс. 293 137
Откладываем Q2 на эпюре Q: Q2 = 12 800 кгс > Qx. б = 11 ООО кгс. Следовательно, во второй плоскости отгибы также нужны по
 расчету; требуемая их площадь определяется по формуле (130): Q* — Qx. б 12 800— 11 000 Fn = Да. xsincr 1700 • 0,71 = 1,49 сж2. Отгибаем 2 0 2OAI с — 3,142 см2 > 1,49 см2. Рассчитываем
 сечение, проходящее через точку 3. Из подобия треугольников 15 000
 293 Q3 0 15 000 (293 86) _ jq coq кгс 293 — 86’ ^з— 293 — 1UOOU /сгс. Находим Qz на эпюре Q: Q3 = 10 580 кгс < Qx. б — 11 000 /сгс, таким образом, в третьей плоскости отгибы не требуются по рас¬
 чету. Пример 16. Подобрать по поперечной силе поперечные стерж¬
 ни (без отгибов) из стали класса А-I с #а.х = 1700 кгс/см2 (см.
 табл. 7); бетон марки 200 с = 100 кгс/см2 (см. табл. 2); Q =
 = 4100 кгс (рис. 60). о ю см СЭ <N с\| <*> 100 206Д7 • */ I 100 | 100 | Рис. 60. К примеру 16. Расчет. По формуле (121) вычисляем: Q 4100 R^bho 100 • 10 • 22
 Проверяем условия (124) и (126): 0,19. R. 7,2
Условие (124) не соблюдается, поэтому поперечные стержни
 следует конструировать на основании расчета. Принимаем их
 диаметром 6 мм с F\ = 0,283 см2 (см. табл. 7) и по формуле
 (122) вычисляем £>о, необходимое для пользования графиками: 1700 • 2 • 0,283 D, *«. х^х
 Rubh0 100 -10-22 = 0,044. По графику (см. рис. 55), по значениям е = 0,19 и D0 = 0,044
 определяем v = 0,48 и проверяем условие (118): о = 0,48 < °-± = = 0,526. Неравенство соблюдается, следовательно, относительное рас¬
 стояние между поперечными стержнями v не превышает пре¬
 дельного значения. По формуле (120) вычисляем требуемый шаг поперечных
 стержней: и = vh0 = ©,48 • 22 = 10,56 см. Принимаем шаг поперечных стержней и = 10 см < 10,56 см. Пример 17. Проверить прочность наклонного сечения по по¬
 перечной силе и подобрать наклонные стержни, если они необ¬
 ходимы (рис. 61). Хомуты двухветвевые (п = 2) из стали клас- Рис. 61. К примеру 17. са А-I с #а.х = 1700 кгс/см2 (см. табл. 7), 0 6 мм с Fx —
 = 0,283 см2 (см. табл. 4), продольные стержени 3 0 18AII
 с R&.x = 2150 кгс/см2\ Q — 10000 кгс. Расчет. По формулам (122) и (119) вычисляем D0 и и, не¬
 обходимые для пользования графиком: 1700 • 2 • 0,283 D,= R*.xFx 100 • 15 • 36 0,018, tt 15 rv J/\ v — 7Г — 5a = 0,42. ti0 36 ’ 139
Из графика (см. рис. 55), по найденным значениям D0 и v,
 определяем е = 0,143 и проверяем условия (124) и (126): е = 0,143 >^=^ = 0,072,
 е = 0,143 <0,25. Условие (124) не соблюдается, следовательно, поперечная
 арматура должна быть принята по расчету. Определяем поперечную силу, воспринимаемую хомутами и
 бетоном, по формуле (128): Qx# б = sRHbh0 = 0,143 • 100 • 15 • 36 = 7722 кгс. Проверяем условие (129): Q = 10 000 кгс > Qx. б = 7722 кгс. Условие (129) не соблюдается; хомуты с бетоном не воспри¬
 нимают всю поперечную силу; прочность наклонного сечения
 недостаточна, следовательно, необходима отогнутая арматура. Требуемую площадь сечения отогнутых стержней определя¬
 ем по формуле (130): F - Q~Q* 6 - Ю.000-7722 _ . g , Яя х sin а “ 2150 • 0,71 — LM ' <!• Л Из трех стержней отгибаем средний 1 0 18AII с Fq =
 = 2,545 см2 > 1,49 см2. Пример 18. Проверить прочность наклонного сечения предва¬
 рительно напряженного элемента по поперечной силе (рис. 62).
 Напрягаемые отогнутые по кривым линиям пучки состоят из
 гладкой высокопрочной проволоки 0 5 мм по 18 проволок в каж¬
 дом пучке с #а.х = 8600 кгс!см2 (см. табл. 7) и с F0 = 0,196 • 18 =
 = 3,53 см2 (см. табл. 5); двухветвевые ненапрягаемые хомуты
 (п = 2) 0 12 мм из горячекатаной стали периодического про¬
 филя класса A-II с R&.x = 2700 кгс1см2 (см. табл. 7) и Fx =
 = 1,131 см2; бетон марки 500 с /?и — 250 кгс!см2 (см. табл. 2);
 поперечная сила на опоре Q = 70 тс\ b — 150 мм, h0 = 910 мм. Расчет. По формулам (122) и (119) вычисляем D0 и v,
 необходимые для пользования графиком: П 2700 - 2- 1,131 и0 ~~ R„bhn ~~ 250 • 15 • 91 ~ и,ию, и о °=i=m = °>275- Из графика (рис. 55) по полученным значениям D0 и v нахо¬
 дим е *= 0,178 и по формуле (128) определяем предельную силу, 140
которую могут воспринять ненапрягаемые хомуты с бетоном в
 наиболее невыгодном наклонном сечении: Qx. б = eRubh0 = 0,178 . 250 . 15 . 91 = 60 700 кгс. Из графика (см. рис. 54) по значениям Do = 0,018 и v = 0,275
 находим 6о = 1,4 и по формуле (115) определяем проекцию наи¬
 более невыгодного сечения: со — V*o = 1,4 • 91 = 127 см. . Вычерчиваем в масштабе элемент с отогнутой арматурой и
 откладываем значение с0, после чего проводим наклонное сече¬
 ние и по масштабу находим расстояния от начала кривой до
 пересечения пучков с сечением: а\ = 196 см, й2 = 225 см. Вычисляем синусы углов наклона касательных к криволиней¬
 ным пучкам в точках пересечения пучков с наклонным сечением. Для пучка № 1 sin аг = щ = 0,327, для пучка № 2 sin а2 = ^ = 0,265. Вычисляем синусы углов наклона касательных к пучкам в
 точках пересечения пучков с вертикалью, проходящей через ко¬
 нец наклонного сечения. Для пучка № 1 sin ij— = 0,250, для пучка № 2 sin ос2 = -g- = gjrjj = 0,187. По формуле (112), опуская в ней Fx и Qe, определяем пре¬
 дельную поперечную силу, которую может воспринять криволи¬
 нейная отогнутая арматура в наклонном сечении, при этом 141
принимаем sin а как среднее между их значениями в наклонном
 и нормальном сечениях: Qo = ЕЯа. */•„ sin а - 8600 • 3,53 0,327 + 0,250 + + 8600 • 3,53 0,265 + 0,187 = 15 605 кгс. Предельная поперечная сила, которую могут воспринять хо¬
 муты, бетон и криволинейные пучки в наиболее невыгодном на¬
 клонном сечении равна: Qx. б + Qo = 60700 + 15605 = 76305 кгс> Q = 70000 кгс, следовательно, прочность наклонного сечения из условия расче¬
 та по поперечной силе обеспечена. § 14. Центрально сжатые
 и центрально растянутые элементы 1. КОНСТРУИРОВАНИЕ ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫХ ЭЛЕМЕНТОВ Центрально сжатые элементы бывают квадратного, прямо¬
 угольного, двутаврового, круглого и многогранного сечений.
 К наиболее распространенным центрально сжатым элементам
 относятся колонны промышленных и гражданских зданий и со¬
 оружений, верхние пояса и сжатые стержни решетки ферм.
 Обычно их изготовляют из бетона марки не ниже 200 и арми¬
 руют симметрично с обязательным размещением стержней в
 углах сечений. Продольную ненапрягаемую арматуру центрально и внецент-
 ренно сжатых элементов конструируют из горячекатаных стерж¬
 ней периодического профиля классов A-III или А-И, а иногда из
 гладко'й стали класса А-I (см. § 7 и 8). Расстояние между про¬
 дольными стержнями принимают не более 400 мм с каждой сто¬
 роны. При горизонтальном бетонировании сборных конструкций
 расстояния в свету между нижней арматурой составляют не ме¬
 нее 25 мм, а между верхней — не менее 30 мм; при вертикальном
 бетонировании — не менее 50 мм. Защитный слой бетона при¬
 нимают как указано в § 7. Ненапрягаемую арматуру центрально и внецентренно сжатых
 элементов изготовляют в виде сварных или вязаных каркасов,
 состоящих из продольных рабочих стержней и поперечных стерж¬
 ней или хомутов (рис. 63). Хомуты или поперечные стержни придают каркасам жесткость
 во время изготовления и предотвращают выпучивание рабочей
 продольной арматуры в период эксплуатации конструкции. По¬
 этому расстояния между поперечными стержнями или хомутами
 и принимают не более меньшего размера поперечного сечения Ь, 142
не более 500 мм и не более 20 d рабочих стержней сварных кар¬
 касов (или не более 15 d для вязаных). Обычно поперечные стержни или хомуты выполняют из го¬
 рячекатаной стали класса А-I диаметром 6—10 мм; диаметры
 должны быть не менее 0,25 d и не менее 5 мм, или, если их изго¬
 товляют из обыкновенной холоднотянутой арматурной проволо¬
 ки, не менее 0,2 d. Чтобы обеспечить устойчивость продольной арматуры, попе¬
 речные стержни или хомуты центрально и внецентренно сжатых
 элементов следует пе¬
 регибать вокруг каж¬
 дого стержня или че¬
 рез один (см. рис. 63 и
 70). Если b < 400 мм,
 то с каждой стороны
 предусматривают не
 менее двух и не более
 четырех продольных
 стержней. Допускается
 охват всех стержней
 сечения одним замкну¬
 тым венцом попереч¬
 ных стержней или хо¬
 мутом. Если d > 400 мм,
 то с каждой стороны
 укладывают не менее
 трех продольных стерж¬
 ней; для вязаных кар¬
 касов устраивают до¬
 полнительные хомуты,
 для сварных—шпильки. Процент армирова¬
 ния центрально сжатых
 элементов назначают
 от 0,4 до 3%, обычно
 ц0/0 =о,8ч-2%. Процентом армирования ц% называется выраженное в про¬
 центах отношение сечения продольной арматуры Fa к сечению
 бетона F. Коэффициент армирования |л не выражается в про¬
 центах, поэтому он в 100 раз меньше ц,%: F f f.% = -j ■ 100 или V- = Y' (133) откуда ра = -£- . F или Fa = \xF. (134) 0*6 и*500 u«/$ для бйзоных карнособ
 U<s2Q для сварных наркасоб при d$20 с 220
 При а >20 С >25
 при а >32 с >зо
 с*>15 \ А dx X У 9
 »
 » К-1 11^0,25 а
 ^5 Соединительные стержни* Рис. 63. Конструкции центрально сжатых
 элементов (колонн) с продольной армату¬
 рой и обычными хомутами. 143
Предварительное напряжение центрально сжатых элементов
 применяется редко, например, в очень гибких сборных конструк¬
 циях для предотвращения образования трещин во время изго¬
 товления, транспортировки и монтажа, в сваях для обеспечения
 их трещиностойкости при забивке и др. Предварительно напря¬
 женную арматуру размещают внутри пространственных нена-
 прягаемых арматурных каркасов с замкнутыми хомутами или
 поперечными стержнями, охватывающими продольную арма¬
 туру. 2. РАСЧЕТ ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫХ ЭЛЕМЕНТОВ В центрально сжатых элементах в стадии разрушения напря¬
 жение в FH не достигает расчетного сопротивления Ra.с, поэтому напрягаемую арматуру, имеющую сцеп¬
 ление с бетоном, вводят в расчет с нап¬
 ряжением ос» а не с Ra.c (см. § 9 и фор¬
 мулу 26). Напряжение ас обычно сни¬
 жает несущую способность элементов. В момент разрушения железобетон¬
 ных призм напряжение в бетоне достига¬
 ет предельной призменной прочности, а
 напряжение в арматуре (кроме FH) —
 предела текучести. Условие прочности поперечных сече¬
 ний центрально сжатых элементов: мак¬
 симальная расчетная продольная при¬
 веденная сила Nu не должна превышать
 алгебраической суммы проекций на ось
 Z всех внутренних расчетных усилий,
 воспринимаемых бетоном и арматурой в момент разрушения.
 Из уравнения равновесия EZ = 0 получим (рис. 64, см. также рис. 25): Nп -С У {RnpF -f~ Ra. cFa -f~ acFн) |. (135) По формуле (135) проверяют прочность центрально сжатых
 элементов. Если условие (135) соблюдается, то прочность до¬
 статочна. При отсутствии предварительно напряженной арматуры Nn < <р (RupF + Да. Л). (136) Здесь ср — коэффициент продольного изгиба; #пр, #а.о—расчетные сопротивления бетона и арматуры при осе¬
 вом сжатии; f сс — напряжение в напрягаемой арматуре; 144 Рис. G4. Расчетные уси¬
 лия в сечении централь¬
 но сжатого элемента.
f. fa ,Fb — площади сечения бетона, продольной ненапрягаемо'й
 арматуры и предварительно напряженной арматуры;
 Nn — приведенная продольная сила от расчетных нагрузок,
 определяемая по формуле Na = ^+NK, (137) где т дл Мдл и NK — продольные силы от длительно и кратковремен¬
 но действующих частей расчетной нагрузки; /71 дл — коэффициент, учитывающий снижение несущей
 способности элемента вследствие ползучести
 бетона при длительном действии нагрузки. н N МйШ. 1 А? /777777 1~0,5Ь 7777777? (Г°>7п /// п ///7)777 / Lo-H 77/7/Л 1?2Н Рис. 65. Гибкость элементов в зависимости от
 способов закрепления их кондов. Коэффициенты <р и тдл установлены экспериментально и при¬
 нимаются по табл. 18 в зависимости от гибкости элемента
 (рис. 65) (138) или для прямоугольного и круглого сечений в зависимости от
 отношений где г — наименьший радиус инерции сечения;
 b— меньши'й размер прямоугольного сечения; D — диаметр круглого сечения; /о—расчетная длина элемента, определяемая по табл. 19 и
 20 в зависимости от степени закрепления его концов и
 подвижности опор в различных конструкциях зданий и
 сооружений. 145
00 cs Cf X К О С0 н а о н х 4> г 4> ® X 2 х X о н о ю о « о ез о * * ч ■с § X э- ш о н X <1> X S' X «• «• ф 2 к X X £ cd X со иэ • о*
 о ^ со
 ^ со ^ оо со 2! СОСО 2 «О ^ио СО СО CNI со о ^ см *-< CNI 00 ' со см —< О СО Tfi СО см о оо ^ СМ СМ О) ю СО см о см СМ СП ^ ^ со см СМ 00 ONO> СМ -*10 ю оо ю см *-« -«со «О «-N«-4 10 ч* сч оо ю СМ о СМ «-4 1Л о.ю ' 00 СО 00 со см V V У .S Q О S VO о о 2 £ 51 ь* Ю Тр о" О Ю со тр о" 00 ТГ о тр о" о cn ю о> ю Тр LO о о тР ю 05 ю
 о о" 05 со
 LO со о о со со
 о о 00 со о о со ^ Г- с? о" оо Г- Г^ o' o' 00 o' 00 o' LO Ю 00 оо
 o' o' 05 05
 00 00 о o' со со 05 05 о о со со 05 05 o' o' 00 05 —< о а £ о Б VO о <и о 3 4
 щ — 00 см со о о ^ СМ
 (М тр о о 00 LO
 CM тр о o' СМ 05
 СО тр о о" со со
 со ю о o' тр Ю о о СО ~
 тр СО о о ю Ю СО o' о" Ю 05 ю со
 о о — со
 СО o' о" CO o' о со Г-- 00 Г^ СО 05 o' 00 о" 00
 0s о тр 00 оо 00 ■ *» •» о о см 05 05 o' о“ СО 05 146 Примечание. Для конструкций из легких бетонов, у которых мелким заполнителем служит пористый песок,
 значение тпл должно быть снижено на 15%.
а> CO nf я ч о со -Н в( Ж сЗ Н О а> я х § о us X « X н 3 о. о с X 55 н н о о * S
 Я н сЗ
 Я * о.° с £ •Я д
 Я д sc g rt О, СО я а> Й И
 2 й>
 Я * я « п Я Э S JJ ©■ 2 *5 о sg
 о. ч С « о. К £ 3 S Is г| Ф с
 о ЕС «=с с & а: о *г о J3 а: я «=: е( й> S вс н §* о со а Я § к со Я С tr о со а со CU СО С
 К
 4 *
 Kg К со
 Я £ 0 «о 5 S
 §w
 S' *
 а«
 8§
 §£ 1 О* с в о о со К К О, О 0 Я л 1 Си д
 С Я о £§ о *
 £
 о
 о с « о со К Ю О v О Я £о« « t; с> ?Н 5 S * ^
 n4io.“ о.*
 О 0) ^ R ££ я«*&с ч 2 О S Q * & X J * 2>
 л з ^ я *&2Я35 So£*58 ЯСзОСу
 ^ ейй^ о« с § Sr Si S е я jj О с я я о § * 03 * я & я си о н * ев а. СО X 00 о" аз о> я a я аз п аз аз 00 CS1 ю сГ я я Я ЕС аз аз п а; lo °1 ю csf сч X 3 Я со QJ Он СО со Он X 3 К со о> Он со со а, О) к X 2 я со <L> а, со со Си X 3 я со <и Он со СО Он О) я н о О Я
 со СО
 ST Оц м *< » ° 5 и СО я 2 О.Й Я j-н сО СО с « ft .4 &Н Д со ■< я >о
 О о С ч к О Л д н ° а Я со со гг Он о
 а &Н я я со
 Я
 О 25 гГ со
 СО G ^
 ft ^ §
 & Д
 5 *ю н2 о 1ч>< О Л
 » CQ Я § я д 3 s s g s 2 « о сз о ft a * эЯ Я Я *=* со я аз С* St! аз lO 1 о Он я о X и 3 о я я н а а> Ч о я ft И я Л я о X я я >> н я а> о t< ч я о я со Он « X 3
 я
 о
 н CJ о S СО а> VO »я Я Я со «< со я 4 d 147
35 а: h- О* а: а: LO см Й2 а: Ю см 2 О X сх X X 2 О * н Си и со си а £ 1 о 1 н CU <и с *=2 о О VO си >> X си н и ч X о X с о ч *=t со о н СО Я н а СП Я я <U X X X a QJ л О £
 о S н a о. ж * си н я о о си си
 С ь 05 а *г п a *г
 К S
 о >0 СО я »Я »я о о СО Я С Q* Ж О 03 VO Си и § «
 о с в СО н о о 3 CQ СО н к <и 2 СО к >> •& со X си си CQ н о 05 СО н S sr и а" Я X о *5 о * СО н о о а со 05 со X «=2 0
 X 1 аз CU с* 6
 \о со н DQ я к о *2 О * Я н и СО сг 5S О СО О К СО О* * *=* СО Я со Н О и 3 CQ X « *г СО ХО *я о 03 о X СО си * |=* о с со
 со
 к
 X §;
 СО н
 о: CU
 2
 СО я
 >>
 «-4* СО X « g*
 Я И я н
 со ° O' <и 2 Я о- л X X о о * X н и со сг »я е со о а; QJ CQ ar VO о CJ X со со си « Я си я и QJ Я к ч о §: со X я к «=£ СО X со си >> Ж <U rv со СО и со н я 0 1 »я О S 2 Я X я я со я о н с* я со л Си £-• си Н
 ^ СО 2 О 2 я X с я о н я <и си •я сг с о я а н си н х >> я ч я & о со н О у CJ я о 2 о я я я си со Ом О *=г я к «=5 О t=( hQ н0 я *П я я м-1 •-Г! я о ►U со *2 о я О <и a со X я X Ои си С* ь си сг о CJ ш X a СО си о я ч о я со о н я * с; си X я со ХО Я Я О со >> си и »Я со О О я со о эК я Я О СО я ю си о * ч я е* со о X Си с J3 a я СО я н СО со я О) н я О сг <и я *г о а со сг >> Urn си 0 1 со _ К <U
 X о. Я л \ к я X аг 5 *oi* . 00 Й Iе- S о О & О-
 «\о с л к к о о W а> Э ш а> СО н а> m х >> со *< СО X я о г-1 2 к X СО Си н о о си с и СО о* <D X о> *2 ХО ёР X си
 СО з °*я
 * я V 03 ю . о со н а о 2 148
Чтобы определить сечение арматуры и подобрать диаметры
 стержней (без Fu) при известных размерах центрально сжатого
 элемента, необходимо формулу (135) решить относительно F&>
 разделив обе части выражения на <р и сократив <р справа: (140) Таблица 20
 Расчетные длины /0 колонн многоэтажных зданий
 и сжатых элементов ферм и арок
 при центральном или внецентренном сжатии Наименование элементов Расчет¬ ная длина Колонны многоэтажных зда¬
 ний при числе пролетов не сборных Н менее двух и отношении шири¬ ны здания к его высоте не ме¬
 нее 1/3, при конструкциях
 перекрытий монолитных 0,7 Н Сжатые элементы ферм верхний пояс при расчете в пло¬ 1 скости и из плоскости фермы раскосы и стойки при расчете О ОО в плоскости фермы то же, при расчете из плоскости / фермы трехшарнирные 0,58 S при расчете в
 плоскости арки двухшарнирные 0,54 5 бесшарнирные 0,36 S при расчете из
 плоскости арки любые S Примечания: 1. В таблице Н — высота этажа; / — для верхнего пояса
 ферм — расстояние между точками его закрепления, а для стоек и раскосов —
 длина элементов между центрами узлов ферм; 5 — длина арки вдоль ее гео¬
 метрической оси. 2. Расчетная длина элементов решетки ферм при расчете из плоскости
 фермы может приниматься меньше / (но не менее 0,8 /), если ширина поясов
 ферм больше ширины элементов решетки и если есть мощные узловые соеди¬
 нения. 149
При подборе сечения бетона и арматуры центрально сжатого
 элемента (без FB) необходимо ориентировочно назначить <р = 1
 и |л% = 1 и решить формулу (136) относительно F, подставив
 вместо F& его значение л/ I (141) Затем по значению F подобрать размеры бетонного сечения
 и проверить (i% и ф, а если они не соответствуют принятым в
 расчете, то произвести перерасчет с учетом принятых размеров
 конструкции. Наконец, по формулам (134) или (140) вычислить требуемую
 площадь сечения арматуры F& и подобрать диаметры стержней. Подбор арматуры и проверку прочности центрально сжатых
 элементов производят в следующей последовательности: 1. Определяют /о по табл. 19 или 20; 2. Вычисляют К, j или ^ по формуле (138) или (139); 3. Находят ф и тдл по табл. 18; 4. Вычисляют Na по формуле (137); 5. Определяют F& по формуле (140) и подбирают арматуру
 по табл. 4 или проверяют прочность сечения по формуле (136); 6. Проверяют процент армирования по формуле (133). Пример .19. Подобрать арматуру центрально сжатой колонны многопролетного одноэтажного промышленного здания без мос¬
 товых кранов и без связей в плоскости продольного ряда колонн.
 Колонны (рис. 66) высотой 6 м из бетона марки 200 с /?пр =
 = 80^ 1,1 = 88 кгс/см2 (см. табл. 2); рабочая арматура из ста¬
 ли класса A-III с R&:c = 3400 кгс/см2 (см. табл. 4). Продольные
 силы от длительно и кратковременно действующих частей рас¬
 четной нагрузки равны: Л/дл 77,3 тС, NK— 20 тс. Расчет. Из табл. 19 определяем приведенную длину /0 для
 расчета сечения с учетом гибкости в плоскости оси продольного
 ряда колонн: /0= 1,2# = 1,2- 6 = 7,2 м. В плоскости оси ферм /о также равно 1,2 Н (см. табл. 19), а
 высота сечения 400 мм > 300 мм, поэтому в расчете учитываем
 гибкость только в плоскости оси ряда колонн. По формуле (139) вычисляем к - ™ - 9 А
 Ь ~ 30 “ ’ и из табл. 18 находим ф = 0,73 и тдл = 0,74. 150
По формуле (137) определяем приведенную продольную силу:
 Nn = ^ + NK = + 20 = 124,6 тс. m дл По формуле (140) вычисляем требуемую площадь сечения
 арматуры: Ря = N 9 п -R F ПР 124 600
 0,73 — 88 • 30 • 40 R а. с 3400 = 19,21 см2. § SJ- 300 4025/?| Ось ряда колонн 400 ■О I 'О* <§ Рис. 66. К примеру 18. Рис. 67. К примеру 19. По табл. 4 принимаем арматуру 4 0 25AIII с F& = 19,64 см2 >
 >1921 см2. По формуле (133) проверяем процент армирования:
 ц.% = у- • 100 = • 100 = 1,6%, т. е. в пределах норм. Пример 20. Проверить прочность центрально сжатой колонны
 сборной конструкции для многоэтажного здания высото'й этажа
 Н = 3 му которая должна воспринять продольные силы от дли¬
 тельно и кратковременно действующих частей нагрузки Ылл =
 = 145 тс и NK = 35 тс; бетон марки 200 с RB = 80 • 1,1 =88 кгс)см2
 (см. табл. 2); продольная арматура (рис. 67) 40 22AII из го¬
 рячекатаной стали периодического профиля с F& = 15,2 см2 (см.
 табл. 4) и с Ra.c = 2700 кгс!см2 (см. табл. 7). Расчет. Из табл. 20 определяем приведенную длину ко¬
 лонны: l0 = Н = 3 Му
 по формуле (139) вычисляем ^0 300 у е у о ь ~ То - 7’5 < 8 и в табл. 18 находим <р = 1 и тдл = 1. 151
По формуле (137) определяем приведенную продольную
 силу: N„ = ^ + ЛГк = {4- + 35 = 180 тс. тдл 1 По формуле (.136) проверяем прочность сечения: Na = 180000 кгс < ср (RnpF + cFa) = 1 . (88 • 40 • 40 + + 2700 • 15,2) = 181840 кгс. Неравенство соблюдается, следовательно, прочность колонны
 достаточна. По формуле (140) проверяем процент армирования: jx% = у. . ЮО = ^5’2^ • 100 = 0,95%, т. е. в пределах норм. 3. ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ С КОСВЕННОЙ АРМАТУРОЙ Спиральная арматура или хомуты в виде сварных колец
 охватывают продольные стержни и ядро бетона, как обойма, и противодействуют поперечным де¬
 формациям, возникающим при цент¬
 ральном сжатии. Бетонное ядро на¬
 ходится в условиях всестороннего
 сжатия, вследствие чего повышается
 '■257J ег0 сопротивляемость и увеличива-
 I /а^/2° ° ется несущая способность элемента.
 °* Ввиду того, что защитный слой бе- £ тона к моменту разрушения элемен¬ та растрескивается и отпадает, в
 расчетах учитывают только сечение
 бетонного ядра площадью FR (рис.
 68). Поперечное сечение элементов с
 косвенной арматурой может быть
 круглым, восьмиугольным или шес¬
 тиугольным. При проектировании и
 изготовлении элементов с косвенной
 арматурой в виде спиралей или сварных колец, кроме общих,
 должны соблюдаться дополнительные условия. Они заключают¬
 ся в следующем. Обычно продольная арматура элементов с косвенным арми¬
 рованием состоит из 6—8 стержней, симметрично расположен¬
 ных в бетонном сечении на расстояниях по окружности 120—
 150 мм. Площадь сечения продольной арматуры принимается не
 менее 0,5% Fa. Приведенное сечение спиральной арматуры Fcn, если она учи¬
 тывается в расчете, должно составлять не менее 25% площади Fa >0,5%Fa ®6-16 мм Рис. 68. Элемент с продоль¬
 ной рабочей и косвенной
 арматурой. 152
сечения продольной арматуры Fa. Шаг косвенной арматуры в ви¬
 де спиралей или сварных колец принимают не более диамет¬
 ра ядра и не более 8 см, а, исходя из удобства бетонирования,
 минимальный шаг назначают не менее 3 см. Расчет прочности элементов с косвенной ненапрягаемой ар¬
 матурой в виде спиралей или сварных колец при ^<10 (см.
 рис. 68) производят по формуле N RnpFя 4~ Ra. cFa ~t~ 2RaFсп , 0^2) где /?а — расчетное сопротивление косвенной арматуры при рас¬
 тяжении; Fсп — площадь приведенного сечения спирали или колец, по¬
 лучаемая делением объема одного витка на шаг: Fc„ = !M-"; (143) здесь Da — диаметр ядра в пределах наружных размеров спи¬
 рали или колец;
 feu — площадь поперечного сечения спирали или кольца;
 s — шаг спиралей или колец. Косвенное армирование является эффективным только для
 коротких центрально сжатых элементов, в которых не происхо¬
 дит продольного изгиба. Поэтому при > 10 влияние спирали или сварных колец не учитывается и расчет производится по
 формуле (136), т. е. так, как для элементов с обыкновенными
 хомутами. 4. ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ С ЖЕСТКОЙ АРМАТУРОЙ Жесткую арматуру изготовляют из двутавров, швеллеров,
 уголков и других профилей, соединенных между собою при помо¬
 щи сварки планками или решеткой из круглых стержней (рис. 69). В Рис. 69. Сечения элементов с жесткой арматурой. По периметру сечения в элементах с жесткой арматурой распо¬
 лагают хомуты или поперечные стержни диаметром 6—8 мм, а
 по углам — монтажные или рабочие стержни диаметром не ме¬
 нее 12 мм. 153
Расчет прочности центрально сжатых железобетонных эле¬
 ментов с [1% > 3% выполняют по формуле Nn ф [RnPF “1“ {Ra.c ^пр) Fа]* (144) При р,% > 15% возможно отслоение бетона от арматуры, по¬
 этому такие элементы рассчитывают, как стальные. Железобетонные элементы, работающие на центральное рас¬
 тяжение, встречаются в фермах, затяжках и подвесках арок и
 рам, цилиндрических резервуарах и трубах с внутренним давле¬
 нием. Известно, что бетон плохо работает на растяжение и имеет
 малую предельную растяжимость. Считают, что в предельном
 состоянии в центрально растянутых элементах все растягиваю¬
 щие усилия воспринимает арматура, а бетон здесь служит толь¬
 ко оболочкой для защиты ехали от коррозии и огня. Поэтому
 стыки стержней растянутых элементов должны быть особенно
 прочными и надежными; их осуществляют на сварке или стяж¬
 ных муфтах. Прочность центрально растянутых железобетонных элемен¬
 тов, в которых допустимо образование трещин, проверяют по
 формуле а решая ее относительно Fa или FH, определяют требуемую пло¬
 щадь сечения ненапрягаемой или предварительно напряженной
 арматуры. Если в растянутых элементах появление трещин не¬
 допустимо, например в цилиндрических резервуарах и трубах с
 внутренним давлением, то эти элементы рассчитывают по тре¬
 тьему предельному состоянию на образование трещин. При та¬
 ком расчете формула (145) неприемлема. Пример 21. Подобрать сечение Fa для растянутого железобе¬
 тонного элемента фермы, армированной сталью класса A-II с
 R& = 2700 KecfcM2 (см. табл. 7). Растягивающее усилие N —
 = 23,5 тс; напрягаемой арматуры нет. Расчет. Из формулы (145), опуская FH, вычисляем требуе¬
 мую площадь сечения ненапрягаемой арматуры: 5. ЦЕНТРАЛЬНО РАСТЯНУТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ IR&F а ~Ь R&F н , (145) F _ — 23 500 ~ Ra~ 2 700 = 8,7 см2. По табл. 4 принимаем арматуру 40 18AIIcFa = 10,17 см2 >. > 8,7 см2.
§ 15. Внецентренно сжатые
 и внецентренно растянутые элементы 1. КОНСТРУИРОВАНИЕ ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫХ ЭЛЕМЕНТОВ Наиболее характерными и широко распространенными вне¬
 центренно сжатыми элементами являются колонны одноэтажных
 промышленных зданий и стойки рам. Внецентренно сжатые эле¬
 менты конструируются по тем же правилам, что и центрально-
 сжатые (см. § 14, п. 1 и рис. 63). Чем меньше эксцентриситет
 внецентренно сжатых элементов, тем больше общего у них с цент¬
 рально сжатыми элементами. Тем не менее для них имеется ряд.
 специальных требований и ограничений, которые рассматрива¬
 ются ниже. Внецентренно сжатые элементы изготовляют из бетона мар¬
 ки не ниже 200; они имеют прямоугольное, тавровое, двутавро¬
 вое или пустотелое сечение размерами не менее 250 мм. Большая
 сторона сечения располагается параллельно к направлению дей¬
 ствия изгибающего момента. Отношение большей стороны к
 h меньшей составляет от 1,5 до 3. Размеры сечений принимают¬
 ся кратными 50 мм, а при высоте сечения более 800 мм — крат¬
 ными 100 мм. Продольная рабочая арматура размещается вдоль меньших
 сторон сечения симметрично или несимметрично к оси элемента,
 в зависимости от действующих в нем усилий, и конструируется,
 как изложено в § 7 и 8. По длинным сторонам сечения, если
 здесь по расчету не предусматривается рабочая арматура, у гра¬
 ней, параллельных плоскости изгиба, следует ставить конструк¬
 тивные стержни диаметром не менее 12 мм в таком количестве,,
 чтобы расстояние между ними было не более 500 мм (рис. 70).
 Рабочую ненапрягаемую арматуру изготовляют из стали клас¬
 сов A-III, А-И, A-I. При ширине внецентренно сжатых элементов Ь, не превыша¬
 ющей 400 мм, число продольных рабочих стержней у каждой из
 двух граней должно быть не менее двух и не более четырех, при
 этом допускается охват всех стержней сечения одним венцом
 поперечных стержней или одним основным хомутом. Если b > > 400 мм, то с каждой меньшей стороны необходимо установить
 не менее трех стержней и, кроме основной поперечной арматуры,
 все продольные рабочие стержни, или через один, но не реже
 400 мм, связать шпильками сварных каркасов или дополнитель¬
 ными хомутами вязаных каркасов (см. рис. 70). При высоте сечения более 1000 мм основные хомуты вязаных
 каркасов делают из двух частей, составными. Для внецентренно сжатых элементов рекомендуется приме¬
 нять плоские сварные каркасы (см. рис. 70, а), из которых соби¬ 155
рают пространственные арматурные каркасы. Если расстояние
 между продольной рабочей арматурой плоских каркасов не пре¬
 вышает 500 мм, можно применять соединительные стержни. Про¬
 странственные каркасы для элементов таврового и двутаврового
 сечений также собирают из плоских каркасов или отдельных
 продольных стержней и хомутов, соединяемых сварко'й. <500 <500<500<500 К t—t- О :Г Соединительные стержни <г»12 С « ■ -у ► j | Шпилька а ,*-/ Ъ-2 1^3 V \ —• у-к РЛппиит иппиппк! ^ Число стержней у грани 6:
 при 6*500 (^2 н'4 при 6>500 i>3
 :-5 Сборные каркасы
 а Плоскость изгиба при 6*400/ ^2
 (<4 при в>400 / ^3 Дополнительные хомуты[
 только при 6*400 Ю00<Г}< 1500 Рис. 70. Армирование внецентренно сжатых элементов (колонн) а — сварными каркасами; б — вязаными каркасами. Все стержни покрывают защитным слоем бетона (см. § 7).
 При сжатии с большим эксцентриситетом или для очень гибких
 конструкций целесообразно применять предварительно напря¬
 женные внецентренно сжатые элементы. Принцип их конструиро¬
 вания изложен в § 8. 2. ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
 С СЕЧЕНИЯМИ ЛЮБОЙ СИММЕТРИЧНОЙ ФОРМЫ Если продольная сила /V приложена с эксцентриситетом е0
 относительно геометрической оси сечения, то возникает изгиба- 156
ющий момент М и имеет место внецентренное сжатие. При этом M=Ne0t (146) откуда М (147) ео — -• В зависимости от величины во могут быть большие эксцентри¬
 ситеты (1-й случай внецентренного сжатия) и малые (2-й случай
 внеиентренного сжатия). Для вывода расчетных формул приме¬
 няем метод сечений (рис. 71). Условно от¬
 брасываем правую (верхнюю) часть сече¬
 ния, а, чтобы не нарушилось равновесие,
 ее воздействие на оставшийся участок за¬
 меняем действующими в момент разруше¬
 ния усилиями. Таким образом, получим
 расчетную схему распределения усилий в
 поперечном сечении внецентренно сжатого
 элемента (рис. 72, см. также рис. 25 и 73). Формулы для расчета прочности вне¬
 центренно сжатых элементов выводят, ис¬
 ходя из условий равновесия всех внешних ^ J г Центр пямгсти сечения сил и внутренних усилии, действующих в
 сечении в расчетном предельном состоянии. Случай больших эксцентриситетов (1-й
 случай) имеет место, если удовлетворяется
 условие (70) 5б < С50. (148) Тогда работа внецентренно сжатых элементов приближается
 к работе изгибаемых элементов, а расчетные схемы и формулы
 однотипны (см. § 12, п. 2, 3 и рис. 36). Как и при изгибе, для
 упрощения расчетных формул незначительной работой бетона в
 растянутой зоне пренебрегаем, а криволинейную эпюру сжатой
 зоны заменяем прямолинейной (см. рис. 72). Усилия в- растя¬
 нутой зоне полностью воспринимает продольная арматура А
 (в расчетном предельном состоянии ее напряжение составляет
 Ra), а усилия в сжатой зоне воспринимают бетон и сжатая
 арматура А' (они в расчетном предельном состоянии имеют
 напряжения Ray Ra.с, ас). Схема расположения усилий в поперечных сечениях внецент¬
 ренно сжатых элементов в случае больших эксцентриситетов и
 вывод формул для расчетов по прочности такие же, как и для
 изгибаемых элементов, но вместо изгибающего момента М
 при внецентренном сжатии действует продольная сжимающая Рис. 71. Внецентренно
 сжатый элемент. 157
сила N, приложенная в стороне от соответствующих усилий в арматуре и бетоне на расстоянии еа, е, ен, во, ея, е', е'а (см.
 рис. 36 и 72). — А/ а в Рис. 72. Схема усилий в поперечном сечении внецентренно сжатого эле¬
 мента при расчете по прочности в случае больших эксцентриситетов: 1 — сечение любой симметрической формы; 2 — прямоугольное сечение (ц< т.— центр
 тяжести; н. о.— нейтральная осьЬ Условие прочности поперечных сечений внецентренно сжатых
 элементов в случае больших эксцентриситетов: максимальный
 расчетный изгибающий момент Ne не должен превышать суммы
 изгибающих моментов вокруг центра тяжести сечения растяну¬
 той арматуры А от всех внутренних расчетных усилий, воспри¬
 нимаемых сжатым бетоном и арматурой в момент разрушения.
 Из уравнения равновесия ЕМ а =0 получим (см. рис. 72, 25 и вывод формул (60) — (64); Ne RviSq -f- R а. с5а + ас5н . (149) По формуле (149) проверяют прочность поперечных сечений
 внецентренно сжатых элементов любой симметричной формы в
 случае больших эксцентриситетов. Если условие (149) соблюда¬
 ется, то прочность достаточна. Из уравнения равновесия £Z = 0 получим (см. рис. 72, 25 и вывод формул (65) — (68) N < R„F6 + Ra. Л — RaF а — RaF* + а'сК\. (150> 153
Из условия равновесия £Mn = 0 получим | i Ra. cFа^а RaFa&a RaFh#h i Fh#h — 0 • 0^1) По формулам (150) и (151) определяют положение нейтраль¬
 ной оси и площадь сечения сжатой зоны бетона. Знак плюс принимается тогда, когда продольная сила N при¬
 ложена за пределами расстояния между равнодействующими
 усилий в арматуре А и Л', знак минус, когда N приложена в пре¬
 делах этого расстояния. Чтобы напряжения в арматуре А' достигли предельных, необ¬
 ходимо, как и при изгибе, соблюдение условия (71) 2б < га, (I52) где га — меньшее из двух значений h0 — а& и h0 — а'н (см. рис. 37). Случай малых эксцентриситетов (2-й случай) имеет место,
 если не удовлетворяется условие (70), т. е. если 5б > С50. Тогда работа внецентренно сжатых элементов приближается
 к работе центрально сжатых, а их прочность в основном зависит Рис. 73. Схема усилий в поперечном сечении внецентренно сжатого элемента при расчете по прочности в случае малых эксцентриситетов: /-^сечение любой симметричной формы; 2 — прямоугольное сечение (ц. т.-
 центр тяжести), от прочности бетона. В случае малых эксцентриситетов все се¬
 чения элемента, или большая его часть, оказывается сжатым
 (рис. 73), а разрушение начинается в момент достижения
 бетоном и сжатой арматурой А' предельных расчетных сопро¬
 тивлений Япр и R&.c. В арматуре А, удаленной от продольной 159
силы, может быть сжатие или растяжение, но напряжения в
 ней в момент разрушения не достигают предельных величин и
 в расчетах вместо /?а и Rnр учитывают значения оа. Расчет внецентренно сжатых элементов в случае малых экс¬
 центриситетов производят в зависимости от значений е и е
 (рис. 74). Если е > е, то в более удаленной от силы N части бетонного
 сечения и в арматуре А возникают растягивающие напряжения большие
 „ _ эксценггкзиситеты е>е е-
 е* Ч Й\. й'п N R. o‘cFH ■ л
 1 Граница между большими ц малыми эксцентриситетами
 Малые эксцентриситеты *А Рис. 74. Схема усилий на границе между большими
 и малыми эксцентриситетами. (см. рис. 72), поэтому в формулах учитывают расчетное сопро¬
 тивление бетона на сжатие при изгибе Rw и расчет производят по формуле (149), но с Sq вместо Sq: Ne RhSq -f- Ra. cSa (153) Эту формулу применяют только для бетонов марки выше 400. Если е < е (см. рис. 74), то все сечение сжато (см. рис. 73),
 и арматура А находится в менее сжатой зоне, а А' — в более
 сжатой. В этом случае расчет сечений внецентренно сжатых эле¬
 ментов с малыми эксцентриситетами выполняют по формуле
 (154), полученной из 2-МА = 0 (см. рис. 73) с интерполяцион¬
 ным множителем Ли, учитывающим влияние различных вели¬
 чин ннецентренного сжатия на несущую способность бетона: Ne RnpS0An -j- Ra. cSa -f- ас5н* (154) Для бетонов марки 400 и ниже Ли = 1. 160
Для бетонов марки выше 400 значение Аи определяют по фор¬
 муле Ан = g 1,2SCc ~(1 1 -25е) е. (155) е — с Расстояние е от равнодействующей усилий в арматуре А до
 точки приложения равноде'йствующей усилий в арматуре и бето¬
 не сжатой зоны сечения, соответствующее границе между 1-ми
 2-м случаями внецентренного сжатия, определяют по формуле
 (см. рис. 74): I -f" ^а. с5а + аА е = а. с a (15б) Площадь сжатой зоны бетона Fq и ее статический момент 5б
 относительно равнодействующей усилий в арматуре А, соответ¬
 ствующие границе между 1-м и 2-м случаями внецентренного сжатия, определяют из условия (69), но с Sq вместо S^: S6 = CS0, (157) откуда (см. табл. 15) £ в формуле (155) принимают соответству¬
 ющим значению С = & (158) ^О Расстояние с от равнодействующей усилий в арматуре А
 до точки приложения равнодействующей всех внутренних уси-
 ли'й в бетоне и арматуре Nn при равномерно сжатом сечении оп¬
 ределяют по формуле с = *npS + Да. cSa + qc5H .jgg. *и,Г + *ш.ЛК+Гш)+'с(П + Г.У ( } где S — статический момент всего сечения бетона относительно
 оси, нормальной к плоскости действия момента и прохо¬
 дящей через точку приложения равнодействующей уси¬
 лий в арматуре А. Расстояние е0от продольной силы N до равнодействую¬
 щей усилий в бетоне и арматуре Nn при равномерном сжатии се¬
 чения любо'й симметричной формы, без учета гибкости элемента,
 определяют по схеме (см. пунктир на рис. 73) в зависимости от
 с, вычисляемого по формуле (159) е0 = е — с. (160) В расчетах арматуры А' должно соблюдаться условие е > с. (160а) 6 0-1350 161
3. УЧЕТ ВЛИЯНИЯ ГИБКОСТИ ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫХ ЭЛЕМЕНТОВ В расчетах внецентренно сжатых элементов учитывается их
 гибкость в плоскости действия изгибающего момента и в плоско¬
 сти, перпендикулярной к ней. Расчет устойчивости внецентренно
 сжатых элементов в плоскости, перпендикулярной к плоскости
 изгиба, выполняют так же, как и для центрально сжатых элемен¬
 тов. Изгибающий момент в этих расчетах не учитывают. Влияние гибкости на прочность элемента в плоскости дейст¬
 вия момента учитывают, умножая эксцентриситет е0 на коэффи¬
 циент продольного изгиба тр е = е0г] + с. Для сечений любой симметричной формы 1 У1 = 1 - N 12 CRHF (/р (161) (162) Для прямоугольных сечений (163) где ги — радиус инерции поперечного сечения в плоскости из¬
 гиба; С — коэффициент, определяемый по графику (рис. 75); гра¬
 ничные отношения y берут из табл. 21 или принимают их фактические значения, если они превышают данные
 в таблице; U — расчетная длина элемента, принимаемая по табл. 19
 или 20. Таблица 21 г е* Граничные относительные эксцентриситеты для вычисления коэффициентов С Проектная марка
 бетона ео Граничные относительные эксцентриситеты — при п 12 < 52 Г и 69 86 104 122 139 20 25 30 35 40 150 0,60 0.45 0,30 0,20 0,15 0,07 200 0,55 0,40 0,30 0,20 0,10 — 300 0,50 0,35 0,25 0,15 0,06 — 400 0,40 0,30 0,20 0,10 — — 500 0,35 0,25 0,15 0,05 — — 600 0,30 0,20 0,10 — — — 162
Рис. 7§. Значения С для вычисления коэффициента гцюдольцо^о цащба ^
ip Ц t,2 W *4 <5 18 %7 id i9 2,0 2,1 Z2 Z3 2,4 2fi Рис. 76. Коэффициенты у для расчета внецентренно сжатых элементов по
 прочности с учетом продольного изгиба.
Коэффициент т] рекомендуется определять по графику
 (рис. 76). Если значение т] отрицательное или равно бесконечности, не¬
 обходимо увеличить размеры сечения. При незначительной гибкости, если у- < 14 ^или ^ < 4 для прямоугольного сечения j, (164) влияние г\ не учитывается, а если 14 <^<35 (или 4<£< ю). (165) то коэффициент т] можно определять, принимая С — 400. Если гибкость значительна, т. е. *!>35(или ^ > 10V (166) ги \ h ) в расчет вводят влияние длительного воздействия нагрузки на
 несущую способность элемента. Тогда во всех расчетных форму¬
 лах продольную силу N заменяют приведенной продольной си¬
 лой Nn, действующей с приведенным эксцентриситетом е0.и, Nu = (167) тэ. ДЛ
 ' ео. дл + NKeo. к „ = -ЬН т, , (168) п где тэ.дЛ — коэффициент, учитывающий влияние длительного
 воздействия нагрузки на несущую способность гиб¬
 кого внецентренно сжатого элемента; определяют по
 графику (рис. 77); NK ,е0.к — расчетная продольная сила и ее эксцентриситет от
 кратковременно действующей части нагрузки; МДл, ео.цл— расчетная продольная сила и ее эксцентриситет от
 длительно действующей части нагрузки, при этом мпп во. дл = дГ^- (169) дл Если усилия от внешних нагрузок в поперечном сечении эле¬
 мента выражаются в виде изгибающего момента М и продоль¬
 ной силы N, то в качестве расчетных значений можно принимать
 приведенную продольную силу Nn и приведенный изгибающий
 момент Ма: M„ = ^L+Mk, (170) дл 165
эксцентриситет приведенной силы Nn'. м. п (171) 6*0 О?/? ~7Г Рис. 77. Коэффициенты тэ<дл для расчета внецентренно сжатых эле¬
 ментов по прочности с учетом длительности действия нагрузки. 4. ПРЯМОУГОЛЬНЫЕ СЕЧЕНИЯ
 ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫХ ЭЛЕМЕНТОВ Расчет прочности прямоугольных сечений внецентренно сжа¬
 тых элементов с предварительно напряженной или с ненапрягае¬
 мой арматурой производим так же, как и при изгибе, пользуясь
 таблицами 15 и 16, где имеются значения а9у9А0, ^омакс’ амакс и
 Этими значениями и характеристиками бетона F6, z6, 5б, записан¬
 ными для прямоугольных сечений (см. формулы (72) —(78), за¬
 меняем соответствующие выражения в формулах (149) (15У;
 и в результате получаем формулы для расчетов прямоугольных
 сечений внецентренно сжатых элементов. 166
В расчетах сечений с симметричной арматурой из стали клас¬
 са A-I, А-И, A-III, Fa = F'a, Rbl.c = Ra, поэтому Ra. cF a RaF a = 0. (172) вследствие чего в формулах для симметричных сечений это вы¬
 ражение отсутствует. Расчет прямоугольных сечений с ненапрягаемой несимметрич¬
 ной Fa Ф F'a и симметричной Fa = Fa арматурой производят по формулам (172)—(191) в зависимости от величины продольной
 силы N и ее эксцентриситетов е (см. рис. 72—74) и формулам
 (149) — (159), опуская в них FH, F'H и SH. Случай больших эксцентриситетов (1-й случай) имеет место
 (см. рис. 37), если соблюдаются условия (70), (92), (93) S6 < С50 или а < амакс или А0 < Л0макс, (173) или если соблюдается условие (174), полученное из формулы
 (149): N <С Ямакс&^о^и “Ь ^а* cF a RaF а. 0^4) Если е> е, то требуемая площадь сечения арматуры Fa опре¬
 деляется по формуле D _L D р' А/ (175) а если е <е, или если значение Fa получается отрицательным, то
 арматура А по расчету не требуется и ее ставят, руководствуясь
 конструктивными соображениями. Из формулы (174) определяют также *-*a.X + Va
 * = • (176> Прочность сечений внецентренно сжатых элементов в сличав
 больших эксцентриситетов проверяют по формуле Ne < AobhlRu + Ra. cFa (h0 — а') • (177) Если это условие соблюдается, то прочность достаточна.
 Из формулы (177) получим
Требуемую площадь сечения арматуры, в том числе и для
 Fa =» F'» определяют также из формулы (177) с Л0 = Лоь JM2KC или Ne — A bh%R„ '-КЖ^г (179> <18» Для обеспечения полного использования арматуры А' и до¬
 стижения ею в стадии разрушения предельных напряжений»
 должно соблюдаться условие (97) (см. рис. 37) <181> Если условие (181) не соблюдается, то прочность сечения сле¬
 дует проверить по формуле N[e — (h0 — а')] < RaFs {hQ— а'), (182) откуда требуемая площадь сечения арматуры, в том числе и для с* N\e (h0 а)] /iqq\ = ' Ra(h0-a') * <183> Если условие (181) не соблюдается (при а', вычисленном по
 формуле (175) без учета Л'), прочность сечения проверяют по
 формуле Nie-i'hoXRaF^'ho* (184) откуда требуемая площадь сечения арматуры, в том числе и для F, = Fa, F‘ = <185>
 (?' берут из табл. 16 по а' или Л о» вычисленным по формулам (176) или (178) без учета Fa). Случай малых эксцентриситетов (2-1F случай) имеет место,
 если не соблюдается условие (174). Для элементов марки 400 и
 ниже расчет производят по формуле (177) или (179) с 4. = ^макс- <186> Для элементов марки выше 400 (если соблюдается условие
 (174) без учета /?aFa) расчет также выполняют с Ло = Лонакв< А если условие (174) без /?aFa) не соблюдается, то расчет произ¬
 водят с Л0 = Лв. (187) 168
При этом интерполяционный множитель Аи получают из фор¬
 мулы (155) л 0,4е — ^Омакс^ (®>4 — ^Омакс^ Лц = - , е — с где для симметричного сечения с = 0,5 (h0 — а'). Значение е определяют из формулы (156) - _ ^макс^О^и + #а. cFа^о ~ а') %акс6/г0/?и + *а. </а ^0Макс И амакс берут ИЗ Табл. 15)- Значение с определяют из формулы (159) ^ = 0.5 (h\ — a2) R„p + R,_ ef' (ft0 - a') *„p«> + * с {Fa + К) Расчет внецентренно сжатых элементов Производят в следу¬
 ющей последовательности: 1. Определяют приведенную длину /о по табл. 19 или 20. 2. По условиям (164)—(166) решают — учитывать или нет
 Na и г]. Если учитывают Na 3. Вычисляют £0.дл, по формуле (169), £ и по графику (см. рис. 77) берут значение тэ.дл. 4. Вычисляют приведенные Nn, МП и еоп по формулам (167),
 (170) и (171). Если учитывают rj 5. Вычисляют ц%, л(“5р) и п0 графику (см. рис. 75) находят значение С. Если ц% не известно, то ориентировочно назначают
 С = 400. 6. Вычисляют X = £ и п, а затем п© графику (см. рис. 76) находят значение tj. 7. По формуле (161) вычисляют е, определив с по формуле
 (189) или графику (см. рис. 73). Затем, в зависимости от задачи расчета, подбирают армату¬
 ру или проверяют прочность сечения. Подбор симметричной арматуры ведут в таком
 порядке: 8. Вычисляют а по формуле (176) и из табл. 16 берут значе¬
 ние г (или и т')4 169 (188) (189) (190) (191)
9. Проверяют условия (173) и (181) и определяют, какую
 из формул— (180), (183) или (185) —следует применять. 10. Вычисляют требуемое сечение арматуры Fa = F'a и по графику (см. рис- 75) проверяют С. Если С отличается от при¬
 нятого, расчет повторяют, начиная с п. 5, немного приближая
 полученное С к принятому ранее. 11. По табл. 4 подбирают количество и диаметр стержней и
 конструируют сечение. Подбор несимметричной арматуры ведут в та¬
 ком порядке. 8. Проверяют условие (160а) по значениям е (161) и с
 (189). 9. Вычисляют F‘z по формуле (179), приняв Ломакс из табл. 15. 10. Вычисляют е по формуле (190), доказывают е>е и по
 условию (181) определяют, какую из формул— (180), (183) или
 (185) —следует применять. 11. Вычисляют Л о или Ао' по формуле (178), затем по
 табл. 16 берут а или у. 12. Проверяют условия (173) и (181) и определяют, какую
 формулу следует применять. 13. Вычисляют Fа по формуле (180), (183) или (185) и по
 графику (см. рис. 75) проверяют С. Если С отличается от приня¬
 того значения, расчет повторяют, начиная с п. 5, немного при¬
 ближая полученное С к принятому ранее. 14. По табл. 4 подбирают количество и диаметр стержней и
 конструируют сечение. 15. Сравнив сечения с несимметричной и симметричной арма¬
 турой, выбирают более экономичное. Проверку прочности производят в следующей после¬
 довательности: 8. По условию (174) определяют, какие эксцентриситеты име¬
 ют место. 9. Если эксцентриситеты малые,— доказывают неравенство (177), с учетом условий (186) или (187), и составляют заклю¬
 чение. 10. Если эксцентриситеты большие,— то по формуле (176)
 вычисляют а (а') и по табл. 16 находят А0 (у'). 11. Проверяют условие (181) и определяют, какую из фор¬
 мул— (177), (182) или (184) —следует применять. 12. Проверяют неравенство и составляют заключение. Пример 22. Подобрать арматуру А и А' прямоугольного се¬
 чения внецентренно сжатой колонны высотой Нп = 7,15 м для
 одноэтажного промышленного здания с неразрезными подкрано¬
 выми балками. Бетон марки 300 с Ru = 160 кгс/см2 (см. табл. 2)>
 арматура класса A-III с Ra — Ra.с = 3400 кгс/см2 (см, табл. 7);
 Ь = 40 см, h = 60 см, а = а' = 4 см. 170
Расчетные продольные силы и изгибающие моменты:
 от длительной нагрузки NaJl = 120 тс, Мдл = 30 тс. щ
 от кратковременной — NK = 20 тс, Мк = 10 тс м. Расчет. С помощью табл. 19 определяем приведенную
 длину колонны: /0= 1,2#н = 1,2 -7,15 = 8 м. Согласно условиям (164) — (166) Х = А-= <й = 13-3 > 10- необходимо учитывать влияние гибкости г] и приведенные зна¬
 чения Nu, Ма, е0.п вместо N, М, е. Приведенные значения находим следующим образом. По формуле (169) вычисляем: _ Мдл _ 3 000 000 _ 25 е0. дд— л/дл ~ 120 ооо — см‘ По графику (рис. 77) при ТГ-1 = 0'417 и * = £=13,3 находим тэ.дл = 0,967. По формулам (167), (170), (171) вычисляем приведенную
 продольную силу Nu, изгибающий момент Ма и эксцентриситет
 Соя- Na = ^~ + ^к = о^ + 20 = 144,1 тс , Э. ДЛ и,ЭО! М Мп = —- +Мк=оМ7 + Ю = 41,1 тс.М,
 шэ. дл и,уо/ мп 4 110 000 oq с е°* п — Wn — 144 100 — ’ СМ' Влияние гибкости учитываем умножением е0 на т|. Для расчетов в первом приближении ориентировочно назна¬
 чаем С = 400 и с помощью графика (см. рис. 76) по значениям X = £ = 13,3
 h П = CFR^ 100 = 400 . 40 • 60 • 160 100 = 0,094 находим г\ *= 1,18. Для симметричного сечения по формуле (189) вычисляем: с — 0,5 (Л0 — а') = 0,5 (56 — 4) = 26 см. 171
И, наконец, по формуле (161) определяем е (см. рис- 73): £ = с0. + с = 28,5 • 1,18 26 = 59,6 см. Подбор симметричной арматуры производима
 такой последовательности. По формуле (176), при /?а.Л + R&Fg, = 0 по условию (172),
 вычисляем с с учетом Nn вместо N: Nn 144 100 а ~ bhnRn 40 • 56 • 160 ~ О и Здесь соблюдается условие (173) (см. табл. 15) о. = 0,4 ссмакс = 0,55
 и условие (181) (см. рис. 37) “ = °-4>|: = 2бГ4 = 0’134- поэтому расчет производим по формуле (180) с F& = Fa и Na
 вместо Nt приняв по а = 0,4 в табл. 16 у = 0,8 г Nn(e- ?Ло) 144 100 . (59,6 - 0,8 -56) , 0 ЛО _2 Г а а “ Ra (Л0 — а') 3400 (56 — 4) — ’ ‘ По графику (см. рис. 75) проверяем С = 5? • 100 = • 100 = 0,5%; ^°- п _ ^8>5 о 47е* h ~ 60 — и»4/£)- По этим значениям С = 360, мы же приняли С = 400. Поэтому,
 немного изменив С, т. е. приблизив его значение к принятому
 ранее, пересчитываем, начиная от определения п. Пусть С = 370. Тогда п = 0,117, г] = 1,23, е = 61 см, FA = Fa — 13,2 см2, а С =
 = 365, т- е. близко к принятому ,370. По табл. 4 принимаем арматуру с каждо'й стороны по 3025AIII с Fa — Fa = 14,73 см2 > 13,2 см2 и конструируем сече¬
 ние (рис. 78). Подбор несимметричной арматуры заключает¬
 ся в следующем. Условие 160, а): е = 59,6 см > с = 0,5 (ho—а') = 0,5(56—
 —4) = 26 см соблюдается, следовательно, имеем случай больших Ф эксцентриситетов и Fa вычисляем по формуле (179), приняв
 Ло„акс = °-4 П0 ТЗбЛ- 15:
е = По формуле (190) вычисляем е (см. рис. 74 и табл. 15): A»MKcbht)R И + Rа </а (ftp — а') _ 0,4 • 40 • 56а • 160 + 3400 (56 + 4) a bh R 4- R р' 0,55 * 40 • 56 • 160 + 3400 • 4,33 макс*7"о и ~ а. <г а = 41,7 СМ. 2Q18fiW о § Рис. 78. Симметричное и несимметричное внецентренно сжатое
 сечение (к примеру 22). Поскольку е = 59,6 см > е = 41,7 см, (см. рис. 74) расчет
 производим по формулам для больших эксцентриситетов. По
 формуле (178) вычисляем: Mne — Ra. cF'a {ho — a') 144 100 • 59,6 — 3400 • 4,33 (56 — 4) bh$Ru 40 • 562 • 160 - 0,394 и по его значению в табл. 16 находим а = 0,54. Условие (173) а = 0,54 < амакс = 0,55 и условие (181) п Су* ^ 2а' 2-4 a .i а — 0,54 > — — -5Q- — 0,14 соблюдаются, поэтому расчет производим по формуле (175):
 оbh0RB + Ram cFa — Nn о,54 • 40 • 56 • 160 -f 3400 . 4,33 — 144100 Fa = R. 3400 . = 18,89 см2.
 Проверяем С по графику (см.рис. 75): #^„ = 0,786%, I О. п
 h 40 • 60
 28,5
 60 = 0,475, 173
С = 409, т. е. близко к принятому С = 400. Если разница оказы¬
 вается большая, то расчет повторяем, принимая новое С. более
 близкое к полученному значению. По табл. 4 принимаем арматуру 2 0 18AIII с Fа = 5,09 см2 > > 4,33 см2 и 4 0 25AIII с Fh = 19,64 см2 > 18,89 см2. Сравнивая сечения с несимметричной и симметричной арма¬
 турой, выбираем более экономичное (см. рис. 78). Пример 23. Проверить прочность сечения внецентренно сжа¬
 той колонны одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами, учитывая ее гибкость в плос¬
 кости оси ферм. Подкрановые балки
 разрезные. Колонны (рис. 79) высо¬
 той Нш = 7 м (см. табл. 19) изготов¬
 ляются из бетона марки 300 с Ry, —
 = 160 кгс/см2 (см. табл. 2); армату¬
 ра из горячекатаной стали класса
 A-III с R& = R&.C = 3400 кгс/см2 (см. табл. 7); Рл = Ра =12,56 см:2 (см. Рис. 79. К примеру 23. Длительно действующая часть наг- v рузки Дгдл = 60 000 кгс, Мдл = = 1800000 кгс • см; кратковременно действующая часть нагруз¬
 ки NH = 10000 кгс, М к = 600000 кгс • см. Расчет. По табл. 19 определяем приведенную длину колон¬
 ны /о для расчета ее сечения в плоскости оси ферм: /0= 1,2#н= 1,2 -7 = 8,4 м. Проверяем влияние гибкости на прочность сечения. Условие
 <165) т = ж=14>10 удовлетворяется, поэтому следует учитывать длительное дейст¬
 вие приведенно'й продольной силы Nn и приведенного изгибающе¬
 го момента Ма. Для этого по формуле (169) вычисляем эксцент¬
 риситет от длительно действующей части нагрузки: е — Мрд — еО. ДЛ — »' — N ДЛ 180 0000
 60 000 = 30 см. 30 / По графику (см. рис. 77) при е0.дл = ёб = ^ и X = ^ =» 840 в_60* = 14 определяем тэ.дл = 0,96 и по формулам (167), (170),
 Х171) вычисляем: Nn = ^ +NK = + 10000 = 72500 кгс; т Э. дл 174
Мп = + М„ = --8°°9^00 + 600000 = 2480000 кгс-см; „ _ Мп 2 480 000 ot , °- п Wn — 72500 “ ’ СМ* Так как е0.п — “ 0,57 > 0,5, то для бетона марки 300 (см табл. 21) по графику (см- рис. 75) при ц% =^100 =* = 0,52% определяем коэффициент С = 338, а по графику (см.
 рис. 76) при wn . 100 72500 . 100 n _fi CFRg ~ 338 • 40 • 60 • 160 ~~ U’UOt) и гибкости находим г| = 1,13. По формуле (161) вычисляем эксцентриситет с учетом про¬
 дольного изгиба колонны: е — еог1 + с = еоV 0,5 (h0 — а') = 34,1 • 1,13 4* 0,5 (56 — 4) = 64,5. Из табл. 15 берем аМакс = 0,55 и по формуле (174) вычис¬
 ляем Nп' = 72500 кгс < амакс6/г0/?и = 0,55 • 40 • 56 • 160 = 197000 кгс. Неравенство (174) соблюдается, имеет место случай больших
 эксцентриситетов, следовательно прочность сечения проверяем
 по формуле (177). Вначале вычисляем по формуле (176) п 72500 л ~ bhR ~ 40 • 56 • 160 “ U»ZU О “ и проверяем условие (181) а = 0,202 > ^ Ц = 0,143. Л0 56 Условие (181) соблюдается, поэтому дальнейший расчет ве¬
 дем, доказывая неравенство (177). По табл. 16 при а — 0,202
 находим А о = 0,18 и вычисляем: Nne = 72500 • 64,5 = 4680000 кгс-см < А0ЬНоЯи + + Яа. Л Сh0 — а') = 0,18 - 40 . 562 . 160 + 3400 . 12,56 (56 — 4) = = 5920000 кгс-см. Неравенство соблюдается, прочность достаточна. 175
5. ВНЕЦЕНТРЕННО РАСТЯНУТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ Внецентренное растяжение встречается в элементах железо¬
 бетонных ферм и арок, в затяжках длинных оболочек и складок,
 в стенках прямоугольных резервуаров, бункеров, силосов и др.
 При конструировании внецентренно растянутых элементов следу¬
 ет соблюдать все основные требования, предъявляемые к желе¬
 зобетонным изделиям. Рис. 80. Схема усилий в поперечном сечении внецентренно
 растянутого элемента в случае малых эксцентриситетов. Формулы для расчета внецентренно растянутых элементов
 выводят из условий равновесия всех внешних и внутренних сил.
 Расчетные схемы сечений составляют так, как и для внецентрен¬
 но сжатых элементов. Случай малых эксцентриситетов имеет место, когда продоль¬
 ная сила N приложена между центрами тяжести сечений арма¬
 туры Л и Л' (рис- 80). Тогда все усилие N передается на армату¬
 ру; работой бетона на растяжение пренебрегают. Основные формулы получают из 2Л1 = 0 относительно цент¬
 ров тяжести Л и Л' (192) Случай больших эксцентриситетов имеет место, когда про¬
 дольная сила приложена за пределами расстояния между цент¬
 рами тяжести арматуры Л и Л'. Тогда напряженное состояние
 сечения отличается от внецентренного сжатия только обратным
 направлением силы N (см. рис. 72); расчетные формулы выводят
 аналогично, но N и е принимают с обратными знаками N RaFa Ra. cFa RhFб “Ь RuFн &сFн»
 Ne Ru$6 4“ Ra. с5а “Ь acSH. (193) (194) 176
Высота сжатой зоны должна удовлетворять условию 56<С50. (195) Положение нейтральной оси определяется из SMn = 0 от¬
 носительно точки приложения силы N: Ru$6N “Ь -Ra. cFа^а R&Fа&а R.&Fн&н Н“ acFн^н = 0. (196) При больших эксцентриситетах общий порядок расчетов та¬
 кой же, как и для внецентренно сжатых элементов. Если значение Fa получается отрицательным, то сжатую ар¬
 матуру расчетом не определяют, а ставят по конструктивным
 соображениям в количестве не менее 0,2% bho. Глава V РАСЧЕТ ПО ДЕФОРМАЦИЯМ, ОБРАЗОВАНИЮ И РАСКРЫТИЮ ТРЕЩИН § 16. Расчет по деформациям 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ Для конструкций, величина деформаций которых может огра¬
 ничить возможность их эксплуатации, необходимо производить
 расчет по второму предель¬
 ному состоянию — по дефор¬
 мациям, учитывая норматив¬
 ные нагрузки и нормативные
 характеристики материалов. Расчет по деформациям
 заключается в соблюдении
 условий жесткости: расчетом
 необходимо доказать, что те¬
 оретический относительный f прогиб элемента j (рис. 81)
 не превышает его предель¬ ного значения if , определя¬ емого по табл. 22. f< / (197) Рис. 81. Схема деформаций изгибае¬
 мого Элемента. где f — полная величина деформаций (прогиб) элемента, вычис¬
 ляемая по формулам (199), (201), (202). Если элементы железобетонных конструкций рассчитывают
 по деформациям, то их подразделяют на две группы, 177
Таблица 22 Предельные относительные прогибы изгибаемых элементов Наименование элементов Подкрановые балки при кранах: ручных 500 электрических . . . .
 Перекрытия при плоских потолках и покрытия: при I < 7 м 60G 200 « I > 7 м Элементы перекрытий и лестниц при ребристых потолках: при / < 5 м 300 200 « 5 м < I < 7 м . 300 « / > 7 м 400 в зависимости от того, допускаются или нет трещины
 в растянутой зоне бетона. От этого и зависит дальнейшая мето¬
 дика определения деформаций f. Для предварительно напряженных элементов 1-й и 2-й кате¬
 горий трещиностойкости (см. §2, п. 2) и для слабоармирован-
 ных элементов при эксплуатации не допускаются трещины в рас¬
 тянутой зоне либо их появление считается маловероятным. Для
 таких конструкций деформации определяют, как для сплошного
 упругого тела, учитывая работу бетона сжатой и растянутой
 зон, а в расчет вводят полное приведенное сечение элемента. Жесткость Вн элементов при кратковременном действии
 нагрузки определяют по формуле Полную величину деформаций f при длительном действии наг•
 рузки и с учетом выгиба от предварительного обжатия бетона
 вычисляют по формуле 2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ДЕФОРМАЦИИ ЭЛЕМЕНТОВ,
 В КОТОРЫХ НЕ ДОПУСКАЮТСЯ ТРЕЩИНЫ В к = 0,85£б/п |. (198) (199) 178
где fK — деформация от кратковременно действующей части
 нагрузки; /д—начальная деформация от длительно действующей
 части нагрузки; /в — деформация от кратковременного действия предва¬
 рительного обжатия бетона;
 с — коэффициент, учитывающий увеличение деформации
 вследствие ползучести бетона, принимаемый по табл. 23. Таблица 23 Коэффициенты с и ч для конструкций из тяжелого бетона
 при длительном действии нагрузки Режим Влажность Сухой Нормальный Влажный до 40 %
 40—70 %
 более 70 % 3 2 1,5 0,1 0,15 0,2 Примечание. При кратковременном действии нагрузки v = 0,45, а для
 изгибаемых элементов с ненапрягаемой арматурой v = 0,5. Значения fK, /д, /в определяют по жесткости Вк, вычисленной по
 (198). 3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ДЕФОРМАЦИИ ЭЛЕМЕНТОВ,
 В КОТОРЫХ ДОПУСКАЮТСЯ ТРЕЩИНЫ ДлЯ железобетонных элементов с обычной арматурой и пред¬
 варительно напряженных элементов 3-й категории трещиностой¬
 кости при нагрузках, соответствующих стадии начальных дефор¬
 маций, появление трещин в растянутой зоне допускается. Для
 таких конструкций деформации f определяют (пользуясь метода¬
 ми строительной механики) по значениям кривизны - , положив в основу вторую стадию напряженно-деформированного состоя¬
 ния (см. рис. 26). Полную кривизну ^ и деформацию f с учетом длительного
 действия части нагрузки определяют по формулам (см. рис. 81) Pi —+ -
 Р2 Рз (200) I/ = А —А + А (201) 1 «
 где А кривизна и деформация от кратковременного дей¬
 ствия полной нагрузки; 17Э
~ ;/2 — начальная (кратковременная) кривизна и деформа-
 I ция от длительно действующей части нагрузки; —; /з—полная (длительная) кривизна и деформация от дли- гЗ тельно действующей части нагрузки. Если — или — получают отрицательные, то их принимают равными нулю; }\ и /2 вычисляют при if>a и v, отвечающих крат¬
 ковременному действию нагрузки, а /з — длительному. Значения кривизны —, — вычисляют по формулам (203) или (204), а по их величинам находят полную деформацию (про¬
 гиб) / в зависимости от нагрузки и вида конструкции. Например»
 для наиболее распространенных случаев загружения (табл, 24)
 полный прогиб элементов с постоянным сечением определяют по
 формуле (202) 1 где ^ — средняя кривизна в сечении с наибольшим изгибаю¬
 щим моментом (рис. 82) от нагрузки, при которой
 определяется прогиб, вычисляемая по формуле (200);
 5 — коэффициент, зависящий от вида опирания и схемы за¬
 грузки элемента, определяемый по табл. 24.
 Деформации элементов железобетонных конструкций, при
 эксплуатации которых допускаются трещины в растянутой зоне*
 определяют, учитывая их раскрытие и работу растянутого бетона
 между трещинами. В стадии II в сечениях с трещинами бетон
 растянутой зоны не работает, а растягивающие усилия пол¬
 ностью воспринимает арматура. Но на участках /т между тре¬
 щинами часть усилий воспринимает бетон растянутой зоны*
 имеющий неравномерные напряжения gq.р, и ввиду этого на¬
 пряжения в арматуре аа также не одинаковы (см. рис. 82).
 Увеличиваясь в бетоне, напряжения уменьшаются в арматуре.
 Средние напряжения Об.р.с и аа.с меньше их максимальных зна¬
 чений <7б.р и аа. Высота сжатой зоны Х\ в сечениях с трещинами меньше, чем
 между трещинами х2, поэтому фактическая нейтральная ось про¬
 ходит по волнообразной линии, хотя в расчетах принимают пря¬
 мую нейтральную ось со средней высотой сжатой зоны хс. Для
 сечений, расположенных между трещинами, принимается гипо¬
 теза плоских сечений и что эпюра деформаций по высоте растя¬
 нутой и сжатой зон изменяется по закону треугольника. Эти до¬
 пущения дают возможность определить кривизну изогнутой оси элемента а по ее значению вычислить деформацию рс 180
Деформации можно вычислить также по жесткости В. Мини¬
 мальные жесткости (рис. 83, в) железобетонного элемента пос¬
 тоянного сечения, имеющего трещины в бетоне растянутой зоны^ U ^ -I Эпюра напряжений 0 растянутой зоне б арматуре; 1- о бетоне Рис. 82. Деформации и напряжения при изгибе. принимаются постоянными для каждого участка, где эпюры
 изгибающих моментов однозначны (см. рис. 83,6). На каждом
 участке значения жесткости В', В'\ В'" ... являются минималь¬
 ными и соответствуют максимальным изгибающим моментам 181
Таблица 24 Коэффициенты 5 для определения прогиба Схема загружения i i 0,51 0,51 * p p h* ■ 1 p p ■p Ofil 0& .«1 .1 “ \Z—JL1 T"« I rrr Q51 P 9 I i i l 11. A 0,51 »■ m p л Ш. p P /? Г- l 1 ЧЛ" *J f- r 0.51 Q5< - 01 H U -.-Ц 11*1111 I tlTTT al Ж —H _5 48 12 8" az 1 + 2a (3 — 4a2)
 12 (1 + 4 a) 8 -f 56 (2 -j- 6) 48 16a (3 — 4a2) + 5A
 (8a k) 48 “ 8 -f 16a (3 — 4a2) + 5k
 (2 + 8a + k) 48 T з a2 (3 — a) -j- 2
 6 (1 + a) 8+36
 12 (2 + k) 182
Схема загружения Продолжение табл. 24
 S < тт i/i i \ гы it 11~т- Ж. al ТТ SL-м
 -р—« 4д2 (3 _ а) 4- 3k
 12 (2а + k) 8 + 4а2 (3 — а) + 3k
 12 (2 + 2а + k) М\ М", М'" ... По минимальным жесткостям можно найти зна¬
 чения кривизны —, 4г» — ... (см. рис. 83,г), а по их величи- Р Р Р нам — теоретические размеры прогибов ... на каждош участке. It ГМ I.OJJ f Ж n/i / а 3* /
 pin *ум1шшн(ш1Ри Рис. 83. Схема изменения нагрузок, моментов,
 жесткости и кривизны в железобетонном
 элементе: а — схема нагрузок; б — эпюра моментов; в — измене*
 ние жесткости; г — эпюра кривизны. Жесткость может быть вычислена по формуле R-M- 7 (202, а) где кривизна, определяемая по формулам (203) или (204). Порядок определения j- изложен ниже. lsa
4. ОПРЕДЕЛЕНИЕ КРИВИЗНЫ- Р Кривизну у ненапрягаемых изгибаемых элементов прямо¬ угольного, таврового и двутаврового сечений определяют по фор¬
 муле «центренно растянутых (с е0 > 0,8 h0) и внецентренно сжатых (в
 том числе ненапрягаемых) элементов прямоугольного, таврового
 и двутаврового сечений определяют по формуле еде М — момент внешних сил относительно центра тяжести се¬
 чения растянутой арматуры (см. рис. 36); для внецент¬
 ренно сжатых и внецентренно растянутых элементов
 М = Ne (см § 15); N0— усилие предварительного обжатия с учетом всех потерь
 (см. рис. 31 и § 11, п. 3); Nc—суммарное продольное усилие от внешней силы N и
 силы обжатия N0 с учетом всех потерь; Nc = N0 ± N,
 (здесь знак минус принимается при растягивающей си¬
 ле N, а плюс — при сжимающей); >ех — расстояние от центра тяжести сечения арматуры А до
 точки приложения усилия обжатия No\ при отсутствии
 напрягаемой арматуры Л'н допускается ех = 0;
 v — отношение упругой части деформации крайнего волок¬
 на сжатой грани элемента к полной его деформации,
 принимаемое по табл. 23. Помимо перечисленных выше величин в расчетные формулы для
 определения кривизны входят 7', 5, z, фб. Ниже приведены
 формулы, необходимые для их вычисления. Для тавровых и двутавровых сечений (203) Кривизну у предварительно напряженных изгибаемых, вне- (205) (206) (207)
Для прямоугольных сечений с одиночной араматурой принимают ^ т'-о, •(' = О, Т = 0. Для вычисления £ и гг необходимо также определить М Nо^х * (208> М + N0ex г — ®х.
 ” Nc ’ (209) F F = гг л + -гг п-
 Г bh0 1 bh0 (210) Относительная высота сжатой зоны бетона 5 = , но в практических расчетах ее определяют по эмпирической формуле (211); она не должна пре¬
 вышать 1: 10+ 1 + 5<г-ПТ±111У1,- (211> 1>8+ 10цл U’5h0±5 Если £ больше 1 или получается отрицательное значение второго слага¬
 емого, то в расчетах принимают 5 = 1. Для ненапрягаемых изгибаемых эле¬
 ментов второй член формулы (211) равен 0. Верхний знак в формуле (211) принимают при сжимающем усилии Nc> нижний — при растягивающем. Плечо внутренней пары сил гг определяют по формуле hi1 hn , 2а' , xjr^ + -hi 2 (Tl +t2 + 5) Для определения фа вычисляют момент Мб т, воспринимаемый сечением,
 не учитывая арматуру растянутой зоны Мб. т = ^б. т^р’ (213). где W6 т — момент сопротивления приведенного сечения; он равен: для прямоугольных сечений 0,292 bh% » тавровых с полкой в сжатой зоне . . (0,292 -f- 0,075 -yj) bhq » тавровых с полкой в растянутой зоне . (0,292 + 0,075 *[2) bh% » двутавровых (0,292 -}- 0,075 fi + 0,75 *|f2) ЬЬ% Здесь 2 (к-ь)к Tl= bh » Та— bh Коэффициент фа, учитывающий работу растянутого бетона между трещи- нами, определяют по формулам (214) или (215); он ве должен превышать 1:
 доя изгибаемых ненапрягаемых элементов М6 _ — s ~М * (21Ф> 185
■для всех других 1 — т 4-. •= 1.3 — sm- 6_4 5от. (215) ftде s — коэффициент, характеризующий профиль арматуры и длительность
 нагрузки: при кратковременном действии нагрузки для стержней
 периодического профиля s = 1,1, для гладких стержней — 1; при
 длительном действии нагрузки — 0,8; Т ' их СТ~1Т т- МТ + «УЛ - NcZl ' <216> ^Qgx ^стг1т
 Мт + Noex NCZ1 зздесь Мт — изгибающий момент, соответствующий образованию трещин; его вычисляют по формуле (220), заменив в ней RT на /?“. Для вне¬
 центренно сжатых и растянутых элементов М. е ’ "ст "о MT = Mre; ; NCT = NQ±NTt (217) S\ и 21т — плечи внутренней пары сил, определяемые по формуле (212); для
 вычисления zlT при вычислении L значение М заменяют на Мт;
 фб = 0,9 — коэффициент, учитывающий неравномерность деформаций сжатой
 грани между трещинами. Расчет по деформациям производят в следующей последова¬
 тельности: Вначале вычисляют изгибающие моменты М и Мдл (а для
 предварительно напряженных элементов также Мт), затем реша-
 jot вопрос, как вести расчет: для случая когда трещины допу¬
 скаются или не допускаются? Если трещины допускаются, дальше поочередно в течение
 трех раз решают формулы (205) — (217). 1. Вычисляют кривизну — от кратковременного действия пол¬
 ной нагрузки по формулам (203) или (204). 2. Вычисляют начальную (кратковременную) кривизну — от Ра длительно действующей части нагрузки по формулам (203) или
 (204). i 3. Вычисляют полную длительную кривизну — от длительно
 действующей части нагрузки по тем же формулам. Затем вычисляют полную кривизну — по формуле (200), Рс полный прогиб элемента по формуле (202) и проверяют неравен¬
 ство (197). Пример 24. Проверить жесткость балки, свободно лежащей
 на двух опорах и имеющей расчетный пролет 5,8 м (рис. 84).
 Балка воспринимает равномерно распределенную нормативную
 нагрузку с/н = 14 тс» м, в том числе длительно действующую часть Яъп =13 тс • м; бетон марки 300 с R £= 260 кгс/см20
 Л 86
Rl = 21 кгс/см2, (см. табл. 2), Еб = 315000 кгс/см2 (см. табл. 3):
 арматура 4 0 36AIII с Fa = 40,72 см2 (см. табл. 4), Fa =
 = 2000000 кгс/см2 (см. § 6, п. 3). Расчет. Вычисляем изгибающие моменты от полной и длц
 тельно действующей части нормативной на¬
 грузки. В нашем случае моменты — посре¬
 дине пролета: <7Н/2 1400000 • 5802 М=Ч- = 8 8 = 5890000 кгс • см; Мдп — <7дл*2 1300000 . 5802
 8 — 8 = 5470000 кгс‘СМ. Затем вычисляем —, —, — в такой по- Pl Р2 рз следовательности: . 330 Рис. 84. К примеру 24\. 1 1. Вычисляем кривизну балки — от кратко* временного действия полной нагрузки. По фор*
 мулам (205), (206), (207) находим у', уг, у 'и Г. В прямоуголь¬
 ных сечениях с одиночной арматурой h'n, F'a и FH нет, т. е. они рав*. ны нулю, поэтому у' = 0, у' = 0, у' = 0 и Т = 0. 1 2 По формуле (208) вычисляем L, принимая для ненапрягаемьщ
 элементов значения N0ex = 0: 5890000 L = М bhlK 35 • 652 • 260 = 0,153. По формуле (210) вычисляем ц/г, без учета Fa — 0, для нена*„
 прягаемых элементов: Fa - 40-72 2000000
 РП ~ W0 п ~ 35 • 65 * 315000 = 0,137. Для ненапрягаемых изгибаемых элементов в\ и весь второй
 член формулы (211) равен нулю. По формуле (211) вычисляем относительную высоту сжатой
 зоны бетона £ при кратковременном действии полной нагрузки: £ = ;—, г /,— i—i Е tTTro ~ 0,323 <С !• 1 + 5 (L + Т)
 Юцл 1-1-5 0,153
 10 • 0.137 По формуле (212) определяем плечо внутренней пары сил;
 при Т, = ^ и Т^= 0 эта формула приобретет вид: г, = А0(I -!•) = 65 • (1 = 54,5 сж. U7
По формуле (213) определяем момент Мб.т, воспринимаемый
 сечением непосредственно перед появлением трещин, при этом
 момент сопротивления приведенного сечения берем: Й7б.т = 0,2926/го = 0,292 • 35 • 65а = 50100 см*; тогда Мб. т = 0,8И?б. rRp — 0,8 • 50100 • 21 = 841000 кгС'СМ. По формуле (214) находим фа, принимая при кратковремен¬
 ном действии полной нагрузки для стержней периодического про¬
 филя 5 = 1,1: , , о „ мб.г ! о 1 1 841000 , . . , иа— 1,3 S м — 1,3 1,1 589000Q — 1.14 > 1. Но так как t|)a должно быть не более 1, принимаем \J?a = 1; = 0,9. Для ненапрягаемых изгибаемых элементов v = 0,5 (см.
 табл. 23). Кривизну балки прямоугольного сечения с обычной армату¬
 рой от кратковременного действия полной нагрузки находим по
 формуле (203): _L — 20.
 pi “ Vi
 + Фа Фб | _ 5890000 Г 1 EaFa + (Y + S) bhQE6v I 65 • 54,5 [2000000 • 40,72 0,9 0,323 • 35 . 65 П,1 = 0,000034 —, 315000 • 0,51 9 см 2. Вычисляем начальную (кратковременную) кри¬
 визну— от длительно действующей части на- J Р2 грузки, при этом расчет производим в той же последователь¬
 ности (основные значения формул из предыдущего расчета оста¬
 ются без изменений): I - Зя _ 5470000 = О ыч- bhlRl ~ 35 • 65* • 260 и,1ад’ 5 = ~ 1+5 (L + T) = , 1 +5 0,143 = °'328; 1,6 + lOfxn 1,8 + 10-0,137 г, = A0(l —!) = 65.(l-^) = 54,3 cm; - 1 ^ ~Мб‘ т - И 1 1 841000 _ 1 IQ ^ 1
 ’ М ’ * 5470000 * > • По формуле (203) J 5470000 Г 1 , 0,9 1 ра — 65 • 54,3 * [ 2000000 - 40,72 0,328 - 35 • 65 • 315000 • 0,5 J “ = 0,000032 см 188
3. Вычисляем полную (длительную) кривиз¬
 ну — балки от длительно действующей части Рз нагрузки [все значения остаются те же, но при длительном
 действии нагрузки v= 0,15 (см. табл. 23) и s = 0,8]. Мб.т , „ Л 0 841 ООО 100ч , 4>а = 1,3 —s = 1,3 — 0,8« 5 47QQQQ = 1.22 > 1; прини¬
 маем г|?а = 1. Затем вычисляем 1 5470000 Рз 65 • 54,3 1 , 0,9 2000000 • 40,72 + 0,328 • 35 - 65 • 315000 - 0,15 = 0,000059 СМ Полную кривизну в месте максимального момента с учетом
 длительно действующей нагрузки определяем по формуле (200): i = i — 1+1 = 0,000034 — 0,000032 + 0,000059 = 0,000061 1-
 Ро Pi Р* Рз см 5 Полный прогиб вычисляем по формуле (202), [S = ^
 берем в табл. 24]: f=sl/» = я • 0,000061 .580* = 2,14 см. РС 48 Доказываем условие (197): f 2.14 1 г м 1
 I ~ 580 — 270 L Z J 200’ Неравенство (197) соблюдается, прогиб меньше допустимо¬
 го, следовательно, жесткость балки достаточная. § 17. Расчет по образованию и раскрытию трещин 1. РАСЧЕТ ПО ОБРАЗОВАНИЮ ТРЕЩИН Развитие трещин железобетонных конструкций происходит
 по трем этапам: возникновение, образование и раскрытие. Вви¬
 ду того, что образование трещин почти совпадает с их возникно¬
 вением, рассмотрим только два последних этапа. Расчет по образованию трещин производят только для пред¬
 варительно напряженных элементов, гидротехнических сооруже¬
 ний, систем водопровода и других конструкций, арматура кото¬
 рых подвергается коррозии. По степени опасности образования
 трещин предварительно напряженные конструкции, (см. § 2,
 п. 2) подразделяются на три категории трещиностойкости. Конструкции 1-й и 2-й категорий рассчитывают на трещино-
 стойкость во всех случаях их применения (за редкими исключе¬
 ниями для 2-й категории, которые оговорены в СНиП). Конструк¬
 ции 3-й категории на трещиностойкость не рассчитывают. Для 189
этих конструкций и отдельных частей сечения конструкций 2-й
 категории рассчитывают лишь ширину раскрытия трещин. Трещиностойкость конструкций 1-й катогории рассчитывают
 на расчетные нагрузки, а 2-й—на нормативные, с учетом коэф¬
 фициента динамичности. Конструкции 1-й и 2-й категорий рас¬
 считывают также на воздействие предварительного обжатия бе¬
 тона с учетом монтажных нагрузок, а сборные, кроме того,— на
 усилия, возникающие при транспортировке и монтаже. Расчет сечений по образованию трещин выполняют для тех
 предварительно напряженных конструкций, в которых трещины
 в стадии эксплуатации не допускаются. При осевом растяжении трещиностойкость центрально обжа¬
 тых элементов рассчитывают по формуле NT < RTF + (300 — оа) Fа + (300 4- mTa0) FH. (218) Значение NT, а0, оа, а также напряжения в арматуре, опре¬
 деляются так, как указано в § 9—11 (здесь а0 — напряжение
 в арматуре после учета всех потерь; аа — сжимающее напряже¬
 ние в ненапрягаемой арматуре). Трещиностойкость изгибаемых, внецентренно сжатых и вне¬
 центренно растянутых предварительно напряженных элементов
 рассчитывают по схеме напряжений и усилий в нормальных к
 оси сечениях (рис. 85). При расчетах принимают ту же эпюру
 напряжений, что и для обычных железобетонных конструкций, с
 той лишь разницей, что наклон треугольной эпюры сжатой зоны
 берут таким, чтобы при продлении ее в растянутую зону на край¬
 нем волокне отсекался отрезок, равный 2Rr (это соответствует
 относительному удлинению Ev = 1,5 • 10—4). Напряжение бетона
 в растянутой зоне принимают равным расчетному сопротивле¬
 нию RT. При изгибе приведенное бетонное сечение в общем случае
 обжимается внецентренно приложенными усилиями от всей ниж¬
 ней и верхней арматуры, равнодействующая которых рассматри¬
 вается как внешняя сила. Ядровую точку определяют по прави¬
 лам сопротивления упругих материалов так, чтобы расстояние
 ее от центра тяжести сечения было равно (см. рис. 85) где WB и WB — моменты сопротивления приведенного бетон¬
 ного сечения элемента без учета пластических
 свойств бетона растянутой нижней или верх¬
 ней зон. Если условие (220) соблюдается, то трещиностойкость доста¬
 точна: ~ X Ml < ± MU, (220) 190
где Mg—момент левых внешних сил относительно ядровой
 точки; —момент сил в напрягаемой и ненапрягаемой армату¬
 ре относительно ядровой точки; WT — момент сопротивления приведенного сечения с учетом
 пластических свойств бетона растянутой зоны. Рис. 85. Схема распределения напряжений и усилий предвари¬
 тельно напряженных элементов при расчете трещиностойкоети в
 изгибаемых, внецентренно сжатых и внецентренно растянутых
 элементах. Кроме того, при касательных напряжениях конструкции с напрягаемой арматурой проверяют на главные
 растягивающие напряжения, вызывающие образование наклон¬
 ных трещин. В изгибаемых элементах их определяют по формуле При расчете предварительно напряженных элементов по
 образованию трещин в наклонных сечениях должно соблюдать¬
 ся условие Сг. р < Rt. (223) Более подробно расчет трещиностойкости предварительно на¬
 пряженных конструкций рассматривается в СНиП II-B. 1 — 62. Расчет по раскрытию трещин производят для центрально и
 внецентренно растянутых, изгибаемых и внецентренно сжатых
 (в случае больших эксцентриситетов) элементов железобетон- X = jjj > 0,8RT (221) (222) 2. РАСЧЕТ ПО РАСКРЫТИЮ ТРЕЩИН 191
ных конструкций, находящихся в условиях агрессивной среды или
 под давлением жидкости. Этот расчет выполняют для железобе¬
 тонных силосов, промышленных железобетонных дымовых труб
 и конструкций зданий и сооружений первой степени долговеч¬
 ности — не защищенных от атмосферных воздействий, находя¬
 щихся в условиях повышенной влажности воздуха или подверга¬
 ющихся действию повторной динамической нагрузки. Расчет по образованию и раскрытию трещин выполняют по
 нормативным нагрузкам. Ширину раскрытия трещин аг определяют по формуле в которой напряжение в арматуре аа и коэффициент фа вычисля¬
 ют согласно указаниям СНиП II-B.1—62. Расстояние между
 трещинами /т определяют в зависимости от напряженного состоя¬
 ния элемента. Для центрально растянутых элементов а для изгибаемых, внецентренно растянутых и внецентренно'
 сжатых элементов с большими эксцентриситетами В формулах (225) и (226) приняты следующие обозначения:
 ki — коэффициент, определяемый по таблицам СНиП II-B.
 1—62; г] — коэффициент, зависящий от типа продольной, растяну¬
 той арматуры; для стержней периодического профиля
 он равен 0,7; для гладких—1; для холоднотянутой
 проволоки, сварных сеток и каркасов—1,25; здесь s— периметр сечения арматуры. Ширина раскрытия трещин ат в железобетонных конструкци¬
 ях должна быть не более 0,1—0,3 мм в зависимости от условий
 работы элементов и их напряженного состояния: для элементов, находящихся в условиях агрессивной среды
 (при отсутствии специальной изоляции), а также для централь¬
 но и внецентренно растянутых элементов, находящихся под дав¬
 лением жидкости (если все сечение растянуто), ат = 0,1 мм; для изгибаемых, внецентренно сжатых и внецентренно растя¬
 нутых элементов (если часть сечения сжата), находящихся под
 давлением жидкости, а также для элементов, воспринимающих
 давление сыпучего тела, ат = 0,2 мм;
 в остальных случаях ат = 0,3 мм. (224) (225) /т = к\пщ. (226) 192
РАЗДЕЛ ТРЕТИИ
 ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ Глава VI ФУНДАМЕНТЫ
 § 18. Отдельные фундаменты колонн 1. КОНСТРУКЦИИ, Существуют три типа монолитных и сборных железобетон¬
 ных фундаментов зданий и сооружений: отдельные, ленточные'
 и сплошные. При выборе типа и конструкции фундаментов учи¬
 тывают прочность и просадочность грунтов основания, величи¬
 ну нагрузки, вид и характеристики зданий и сооружений. Реко¬
 мендуется применять наиболее индустриальные сборные желе¬
 зобетонные фундаменты из крупноразмерных элементов. Отдельные фундаменты под колонны устраивают при значи¬
 тельных расстояниях между колоннами и относительно неболь¬
 ших нагрузках. Фундаменты, испытывающие центральную на¬
 грузку, имеют квадратную в плане форму, а при внецентренной
 нагрузке могут быть прямоугольными. Чтобы обеспечить устрой¬
 ство всех подземных сооружений, до начала монтажа надзем¬
 ных конструкций выполняют нулевой цикл работ. Верх фундаментов должен находиться на 150 мм ниже уровня
 пола. Конструкции сборных и монолитных фундаментов в принци¬
 пе одинаковы. Для изготовления фундаментов применяют бетон
 марки 150 или 200. У подошвы фундаментов в растянутой зоне
 укладывают рабочую арматуру из стали классов А-I, A-II или
 A-III в виде сварных или вязаных сеток с шагом стержней 100—
 200 мм. Арматуру для этих целей рекомендуется применять диа¬
 метром не менее 10 мм. Защитный слой бетона для рабочей арма¬
 туры сборных фундаментов предусматривают не менее 30 мм,
 а для нижней арматуры монолитных фундаментов—не менее
 35 мм (при отсутствии подготовки — не менее 70 мм). Как пра¬
 вило, под фундаментами устраивают уплотненную песчаную или
 песчано-гравийную подготовку толщиной 100 мм, а в насыщен¬
 ных водой и в макропористых грунтах — бетонную подготовку из
 бетона марки 50. Монолитные фундаменты соединяют с колоннами с помощью
 выпусков стержней или сварных каркасов (рис. 86). Арматуру
 колонн, состоящую из отдельных стержней, стыкуют с выпусками 7 0-1350 193
стержней фундаментов без сварки. При армировании колонн
 сварными каркасами последние приваривают дуговой сваркой
 к выпускам стержней фундаментов. Сборные фундаменты обычно бывают стаканного типа
 (рис. 87). При монтаже конструкций колонны устанавливают в
 стаканы фундаментов и временно закрепляют клиньями или
 специальными приспособлениями—кондукторами. Чтобы обес- Рис 86. Монолитные отдельные фундаменты колонн: а — пирамидальный; б — ступенчатый; 1 — рабочая арматура; 2 — выпуски
 арматуры из фундаментов. печить проектное положение колонн, дно стаканов заливают
 цементным раствором марки 200 толщиной не более 50 мм.
 Установив и выверив колонны, заполняют бетоном на мелком
 гравии или щебне зазоры в стаканах. Марка бетона замоно-
 личивания должна быть на одну ступень выше марки фунда¬
 мента, но не ниже марки бетона колонны. Чтобы обеспечить жесткую заделку колонн в фундаментах,
 глубину стаканов принимают не менее большего размера сече¬
 ния колонн, а для двухветвевых — не менее 1,5 большего раз¬
 мера сечения ветви и не менее 7з большей стороны сечения всей
 колонны. Для двухветвевых колонн устраивают, как правило, два
 стакана. Внизу стаканы делают шире колонн на 50 мм с каж¬
 дой стороны, а сверху — на 75 мм. Дно и стенки стаканов долж¬
 ны быть толщиной не менее 200 мм. При соблюдении этих соот¬
 ношений (см. рис. 87) стаканы сборных фундаментов не армиру¬
 ют, но толщину их стенок поверху принимают не менее 0,75
 высоты верхней ступени. Высоту ступеней фундаментов реко¬
 мендуется принимать кратной 100 мм, а их размеры в плане —
 200 мм. Кроме обычных цельных сборных фундаментов стаканного
 типа, при больших размерах подошвы применяют составные фун¬
 даменты, швы между которыми заполняют цементным раство¬
 ром (см. рис. 87, в). В составных фундаментах рабочую армату¬
 ру укладывают во всех плитах каждого ряда, что приводит к 194
Рис. 87. Сборные отдельные фундаменты стаканного типа под
 колонны: а — изготовляемый на заводе; б — бетонируемый на месте; в — соби¬
 раемый из отдельных блоков; г — с приподнятым стаканом; / — подготов*
 ка; 2 — р абочая арматура; 3 — стакан; 4 — колонна; 5 — бетон замоноли-
 чивания; 6 — слой цементного раствора*
перерасходу стали. В случае необходимости фундаменты под
 колонны устраивают с приподнятым стаканом (см. рис. 87,г). При выборе того или иного конструктивного решения моно¬
 литного либо сборного фундамента учитывают его вес и разме¬
 ры, мощность кранового оборудования, условия транспортиров¬
 ки и монтажа, а также возможность бетонирования на месте.
 Размеры и армирование фундаментов определяют расчетом, а
 их конструктивные решения обычно принимают по таблицам и
 каталогам типовых конструкций (табл. 25). ■ Размеры, мм Вес Объем
 бетона,
 м8 Вес стали, кг Количество и
 диаметр
 рабочих стержней Марка фунда¬ мента а Ь 0| н /*1 фунда¬ мента. г ф-1 1300 1300 1000 600 300 1,65 0,66 15 7 0 10AI ф-2 1500 1500 1000 600 300 2,0 0,8 18 8 0 10AI Ф-З 1700 1700 1000 600 300 2,39 0,96 22 9 0 10AI ф-4 1900 1900 1000 600 300 2,82 1,13 27 10 0 10AI Ф-5 2100 2100 1000 600 300 3,31 1,32 32 И 0 10AII Ф-6 2100 1900 1400 800 400 4,8 1,91 29 10 0 10AI Ф-7 1700 1700 *1000 600 300 2,39 0,96 22,4 9 0 1GAII Ф-8 1900 1900 1000 600 350 3,24 1,29 37 10 0 12AII Ф-9 2100 2100 1000 600 450 4,5 1,8 58 11 0 14AII Ф-10 2100 1900 1400 800 400 4,68 1,87 35 11 0 10AII
 10 0 12АИ Примечания: 1. Бетон марки 150. 2. Фундаменты предназначены для колонн сечением 300 х 300 и
 400 X 400, а Ф-6 и Ф-10 — для колонн сечением 400 X 600. 3. Серия ОФ-01-01. Одноэтажные производственные здания. 2. РАСЧЕТ ОТДЕЛЬНЫХ ФУНДАМЕНТОВ КОЛОНН Расчет фундаментов состоит из трех частей; расчетом опре¬
 деляют: размеры подошвы фундамента; высоту фундамента и
 его уступов; армирование подошвы фундамента. Требуемую площадь подошвы фундамента при центральной
 нагрузке вычисляют, исходя из условий прочности грунта осно¬
 вания, по формуле (228) 196
где NH— нормативная нагрузка на фундамент; Rrp—расчетное сопротивление грунта основания; Н— глубина заложения фундамента; YcP~2 тс/м3—средний объемный вес фундамента и грунта на его уступах. По значению .Рф подбирают размеры подошвы фундамента.
 Рабочую высоту h0 и уступов фундамента определяют из
 условия прочности бетона на продавливание по формуле Р < 0,75Яр/г0&ср , (229) где /?р — расчетное сопротивление бетона при растяжении (см.
 табл.2). При расчете исходят из того, что продавливание происходит
 по поверхности усеченной пирамиды высотой h0, грани кото¬
 рой проходят в теле фундамента под углом 45° во все четыре
 стороны, начиная от места опирания колонны (рис. 88). Следо¬
 вательно, площадь пирамиды, которая сопротивляется продавли-
 ванию, определяют как произведение рабочей высоты ho на сред¬
 нее арифметическое bcv между периметрами верхнего и нижне¬
 го основани'й этой пирамиды: hobcp — h0 (bB -j- яв "b 2/io) 2. (230) Продавливание вызывает только та часть расчетной силы N,
 которая распределяется за пределами угла жесткости бетона,
 равного 45°, т. е. сила Р = N - РосаР'гр; (231) площадь основания пирамиды продавливания Foch = анЬн = (ав + 2h0) (Ьв + 2/*0); (232) давление грунта на подошву фундамента Ргр = • (233) Из этих выражений получают формулу для определения ра¬
 бочей высоты (рундамента *• —^ + <23,> Наиболее опасную грузовую площадь прямоугольных фунда¬
 ментов (на рис. 88 заштрихованная часть) определяют, приняв Р = Рр'гр и ЬСр = 0,5 (Ьв + Ьн). (235) Количество рабочей арматуры у подошвы фундамента уста¬
 навливают расчетом нормальных сечений 1-1 — по граням 197
./1Г'чмЯ I J \ УроОенъ попа Рис. 88. Расчетная схема фундамента под колонну (значения Мн Q»,
 Рмакст0ЛЬК0 Для внецентренно сжатых фундаментов). колонны, II-II по граням ступеней, ///-/// — по границе пира¬
 миды продавливания. При этом каждую внешнюю часть
 фундамента рассматривают как консоль, защемленную в сече¬
 нии и изгибаемую снизу вверх реактивным давлением грунта Р гр.
Расчетные изгибающие моменты в сечениях соответственно
 равны: М\ = 0,125 р'р (а — ав)2 b\ MiT = 0,125 р'гр (a — a{fb\ Мш = ... (236) По этим моментам в каждом сечении определяют требуемое
 количество рабочей арматуры на всю ширину фундамента зна¬
 чения R& см. в табл. 7): (237) Если подошва фундамента квадратная, то армарование в
 обоих направлениях будет одинаковым, а если прямоугольная —
 то сечение арматуры определяют по формулам (237) отдельно в
 одном и другом направлениях. По значениям Fai, Faп, Fani из
 табл. 4 подбирают количество и диаметры рабочих стержней. Внецентренно нагруженные фундаменты проектируют сим¬
 метричными относительно оси колонн. В случае смещения цент¬
 ра тяжести подошвы фундамента от оси колонны высоту фун¬
 дамента определяют по той же формуле (229), а размеры по¬
 дошвы — путем ряда проб с последующей проверкой напряже¬
 ний. Эпюру напряжений внецентренно нагруженных фундамен¬
 тов определяют по обычным формулам строительной механики
 для случая внецентренного сжатия. Например, если равнодейст¬
 вующая не выходит из пределов ядра сечения, т. е. если <238> то максимальные (краевые) напряжения в плоскости подошвы
 фундамента определяют по формуле Рмакс = (l ± —) I (239) мин значения N$ и М% вычисляют по формулам N1 = N* + ТсрЯ/^ф; = М» + Q*h, (240) где NH, AfH, QH — соответственно нормативные значения про¬
 дольной силы, изгибающего момента и попе¬
 речной силы, действующих на уровне верха
 фундамента (см. пунктир на рис. 88); '^Ф и —нормативные значения продольной силы и из¬
 гибающего момента, действующих в плоско¬
 сти подошвы фундамента. 199
Краевые давления на грунт не должны превышать 1,2 R
 (R — расчетное сопротивление грунта), а среднее давление ДГн PL = р- не должно превышать R. Ф Высоту внецентренно нагруженного фундамента, высоту ус¬
 тупов и армирование подошвы рассчитывают тем же способом,
 что и центрально нагруженного фундамента, но с учетом расчет¬
 ных усилий. Внецентренно нагруженные фундаменты обычно
 имеют прямоугольную подошву, вытянутую в плоскости дейст¬
 вия момента. 400 ч>550 4. 600 о ю <о С) & ¥ т -2700' 71 Рис. 89. К примеру 25. Пример 25. Рассчитать фундамент под центрально сжатую
 колонну сечением 50 X 50 см, которая передает нормативную
 нагрузку JVH = 120 тс и расчетную N = 140 тс. Фундамент— из
 бетона марки 150 с Rv = 5,2 кгс/см2 (см. табл. 2), у подошвы
 сетка из арматуры класса A-II с Ra = 2700 кгс/см2 (см. табл 7);
 глубина заложения фундамента 1,6 м\ расчетное сопротивление
 грунта Ягр = 2 кгс/см2 = 20 тс/м3. Расчет. По формуле (228) вычисляем требуемую площадь
 подошвы фундамента: = #гр _ 7ср н = 20 — 2 • 1,6 = 7’*4 м'2 “ Принимаем квадратный в плане фундамент с размерами по¬
 дошвы 270 X 270 = 72900 см2 > 71400 см2. Напряжение в плоскости подошвы фундамента определяем
 по формуле ЛL 140000 \ QO крс/см2 Ртр ~ рФ ~ 270 *270 — * кгс/см . 200
По формуле (234) вычисляем требуемую рабочую высоту
 фундамента: и _ °в+^в , 1 , f N 40 + 40 ,
 Й°= —+?У 0.75«р + р'гр 4- + + тУ 0. 140000 со = 58 см. 75 . 5,2 + 1,92 По конструктивным соображениям (см. рис. 87) высоту фун¬
 даментов стаканного типа для сборных колонн принимаем
 h = 40 + 5 + 20 = 65 см\ конструируем фундамент, определяем
 размеры его уступов (рис. 89). Требуемую площадь сечения арматуры находим по форму¬
 лам (236) и (237). 0,125 ргр (а — ав)2 Ь 0,125 - 1,92 (270 — 40)2 . 270 OQ 0 _2
 aI 0,9 • h0 ■ R& “ 0,9 • 61 • 2700 “ ’ СМ * По табл. 4 принимаем арматуру 16 014AII в каждом направ¬
 лении с Fa = 24,6 см2 > 23,2 см2. § 19. Ленточные фундаменты 1. КОНСТРУИРОВАНИЕ Ленточные фундаменты под колонны устраивают в том слу¬
 чае, когда основанием являются неоднородные и слабые грун¬
 ты с ЯгР< 1 кгс!см2, а колонны, несущие большие нагрузки, рас¬
 положены сравнительно близко друг от друга. В этих условиях
 отдельные фундаменты требуются больших размеров, поэтому
 их иногда выгоднее выполнять в виде лент из монолитного же¬
 лезобетона. Монолитные ленточные фундаменты (рис. 90) по конструк¬
 циям и воздействию нагрузок аналогичны^ многопролетным не¬
 разрезным балкам, опирающимся на колонны. Их отличает лишь
 характер воспринимаемых нагрузок: реактивное давление грун¬
 та, направление снизу вверх. Ленточные фундаменты обычно
 имеют тавровое сечение с полкой внизу; их изготовляют из бе¬
 тона марки 150—200 и армируют сварными каркасами и сет¬
 ками или вязаной арматурой. Нижнюю продольную арматуру
 укладывают по всей ширине ленты, но при этом в полке раз¬
 мещают не более 30% рабочих стержней. В соответствии с эпю¬
 рой изгибающих моментов максимальное количество рабочей
 арматуры под колоннами находится внизу ребер, а в пролетах
 фундаментов — сверху. При армировании ребер ленточных фундаментов вязаными
 каркасами применяют замкнутые хомуты диаметром не менее 201
8 мм, а количество ветвей и расстояния между ними определя¬
 ют расчетом: при ширине ребра до 35 см,— не менее двух; 35—
 80 см — не менее четырех; более 80 см — не менее шести хому¬
 тов. Расстояние между хомутами должно быть не менее \Ьй, а
 для сварных каркасов — не менее 2Ы. При армировании ребер сварными каркасами (см. рис. 90)
 их укладывают не менее двух при в < 40 см, не менее трех при Ж Л я Ш\У\ IIVJWJI IHWII IhmKI л !\ /7-/7 /71 Рис. 90. Монолитный ленточный фундамент под
 колонны: 1 — каркасы; 2 — растянутая рабочая арматура ребра; 3 —
 конструктивная сетка; 4 — монтажные стержни; 5 — распреде¬
 лительные стержни; 6 рабочая арматура плиты. в = 40-ь 80 см и не менее четырех при ширине ребра более
 80 см. В верхней части ребер для образования пространственно¬
 го каркаса приваривают соединительные стержни и укладывают
 сетки. Плиту следует армировать сварными сетками с рабочей арма¬
 турой, расположенной в двух направлениях. Продольные стерж¬
 ни сетки используют в качестве рабочей арматуры всего ленточ¬
 ного фундамента, а поперечные—в качестве рабочей арматуры
 полок, работающих как консоли, изгибаемые снизу вверх
 давлением грунта. Кроме широких сеток для армирования плит
 можно применять узкие. При размере полок более 750 мм поло¬
 вину рабочих стержней обычно обрывают на расстоянии а =
 = 0,5 / — 2Ы от наружного края фундамента. Ленточные фундаменты под стены устраивают монолитные
 или сборные. Монолитные бывают таврового сечения или в виде
 безреберных плит со скосами в обе стороны от стены. Внизу по¬
 перек лент укладывают рабочую арматуру, а вдоль—распреде¬
 лительную. Если фундаменты возводят на неоднородных и сла¬
 бых грунтах, то для увеличения их жесткости фундаментные
 ленты под станами выполняют с продольными ребрами и с про¬
 дольной рабочей арматурой (см. рис. 90). 202
Сборные фундаменты состоят из пустотелых или сплошных
 бетонных блоков, укладываемых на гибкие трапецоидальные,
 ребристые или пустотелые железобетонные подушки, передаю¬
 щие и распределяющие давление от здания на грунт (рис. 91).
 Подушки размещают вплотную или на расстоянии, образуя
 прерывистый фундамент. Рис. 91. Сборный ленточный фундамент: а — общий вид; б — план; в — поперечный разрез; 1 — железобетонные по¬
 душки; 2 — бетонные блоки; 3 — бетон замоноличивания марки 100 на
 мелком гравии или щебне; 4 — раствор или бетон* Железобетонные фундаментные подушки укладывают насу¬
 хо с зазорами 20 мм на песчаную или гравийную подготовку тол¬
 щиной 100—150 мм, при помощи которой легко нивелируется
 верхняя плоскость фундаментов. В макропористых грунтах
 сборные подушки имеют под собой бетонную подготовку. На фундаментные подушки блоки стен подвала и блоки сте¬
 нок фундаментов укладывают на смешанном растворе, а при
 высоком уровне грунтовых вод — на цементном. В каждом ряду 203
между блоками, а также между блоками и подушками должна
 соблюдаться перевязка швов. Вертикальные и горизонтальные
 швы принимают равными 20 мм. Вертикальные пазы между
 блоками заполняют бетоном марки 100 на мелком гравии или
 щебне. Для образования дверных проемов, а также для пропу¬
 ска труб отопления, водопровода и канализации, между блока¬
 ми оставляют промежутки. Если ожидаются большие неравномерные осадки оснований»
 то поверх распределительных подушек по всему контуру фун¬
 даментов устраивают монолитный железобетонный пояс или
 армированный шов толщиной 50 мм из цементного раствора
 марки 100 (рис. 91, б). По верхнему обрезу фундаментных
 блоков укладывают выравнивающий слой бетона толщиной 50—
 100 мм, который при слабых и неравномерно сжимаемых грун¬
 тах также армируют. На рабочих чертежах сборных фундаментов указывают пла¬
 ны всех рядов блоков, их марки и поперечные сечения; планы
 первого и второго рядов обычно совмещают на одном чертеже
 (см. рис. 91,б). В жилищно-гражданском строительстве широкое распрост¬
 ранение получили сборные фундаменты, состоящие из бетонных
 блоков и железобетонных подушек (табл. 26 и 27). СПй Ь,1 Таблица 26 Блоки стен подвала Марка блока Длина бло¬ Ширина Вес блока» Объем бе¬ Про¬ цент Вес Марка ка /, мм блока Ь\
 мм кг тона, мг пустот- ности стали, кг бетона Приведен¬
 ная проч¬
 ность бло¬
 ка,
 кгс/см2 СП-3 2380 300 866 0,361 11,1 1,46 150 80 спд-з 780 300 281 0,117 8,7 1,46 150 85 СП-4 2380 400 1010 0,418 23,3 1,46 150 70 СПД-4 780 400 336 0,14 18,0 1,46 150 75 СП-5 2380 500 1205 0,502 25,9 1,46 150 65 СПД-5 780 500 410 0,171 20,3 1,46 150 70 СП-6 2380 600 1330 0,555 31,7 1,46 150 55 СПД-6 780 600 460 0,193 25,0 1,46 150 65 Примечание. Серия ИИ-03-02. Жилищно-гражданские здания. 204
Таблица 27 Ф ууЩЩр-у Фундаментные блоки для ленточных фундаментов В А Марка блока Ширина
 блока В,
 мм Длина
 блока 19
 мм Высота
 блока А, мм Вес блока, кг Объем бетона, мъ Вес стали, кг Марка бетона Количество и
 диаметр рабо¬
 чих стержней
 и класс стали СО а • о * я = а*
 5 - Макс. А см в
 к зависимости от
 R, кгс/см* 2 2,5 3 3,5 ФП-8 800 1800 300 648 0,27 14,0 150 0,8 20 20 20 20 ф-10 1000 2380 300 1525 0,61 8,1 150 13 0 8 AIII 2,33 45 40 36 34 Ф-12 1200 2380 300 1750 0,70 9,5 150 13 0 8 AIII 2,33 45 40 36 34 Ф-14 1400 2380 300 2100 0,84 14,4 150 13 0 10AIII 3,61 56 50 45 42 Ф-16 1600 2380 300 2430 0,97 21,5 150 19 0 10 AIII 5,16 67 60 52 — Ф-20 2000 1180 400 1900 0,76 15,1 150 11 0 10 AIII 8,3 85 75 Ф-24 2400 1180 400 2230 0,89 21,1 200 6 0 10 AIII 10,4 105 95 Ф-28 2800 1180 400 2550 1,02 29,0 200 \5 0 12 AllI
 11 0 12 АШ 12,4 120 — — Примечание. Серия ИИ-03-02. Жилищно-гражданские здания. 2. РАСЧЕТ ЛЕНТОЧНЫХ ФУНДАМЕНТОВ Расчет ленточных железобетонных фундаметов в основном
 состоит из определения нагрузок, передаваемых лежащими вы¬
 ше конструкциями. Затем устанавливают необходимую ширину подошвы фунда¬
 мента, подбирают марку блоков или конструкцию монолитных
 подушек и проверяют их прочность. Требуемую ширину подошвы фундамента вычисляют из усло¬
 вий прочности грунта основания по формуле NH 4- GH B = 1T^L' (241) где N* — нормативная нагрузка, передаваемая на 1 м ленты
 фундамента; GH — собственный вес фундамента и грунта на уступах,
 ориентировочно принимаемый в размере 10% нагрузки
 NH на фундамент; Rrp — расчетное сопротивление грунта; I—расчетная длина ленты фундамента, обычно I =*
 = 1 м = 100 см. Статический расчет производят по обычным формулам строи¬
 тельной механики, рассматривая каждый блок или плиту моно- 205
литного фундамента как прямоугольную, изгибаему^ снизу
 вверх консольную балку (рис. 92). Его выполняют в taKoA по¬
 следовательности: q = ^\ М=4-^-; «=?ЛК. (242) где N — расчетная нагрузка, передаваемая на один блок или на
 1 м ленты монолитного фундамента. Требуемую площадь сечения рабочей арматуры находят по
 формуле Fа = abh0 ^ , (243) предварительно вычислив А0 и взяв в табл. 15 а. - 50 — 7 5—
 1? М 1 По Tj_
 — .100—- $ S — К — В =200 — и 7ГГ шг дъшш ниmm % С] =219 VA
 Рис. 92. К примеру 26. Прочность подушки проверяют по формуле
 а прочность ее наклонного сечения — по условию Q ^ Rpbh^. (244) (245) Толщину железобетонных подушек ленточных фундаментов
 из условий прочности бетона на продавливание определяют по
 формуле h„ > Q . . (246) 0,75 b У RpKrp Пример 26. Рассчитать ленточный фундамент. Внутренняя
 стена толщиной 50 см передает на участок фундамента длиной
 1 м нормативную нагрузки /Vй = 40 тс или расчетную <V = 43,8 тс;
 фундамент из бетона марки 150 с Ru = 80 кгс/см2, Rnр =
 = 65 кгс/см2, Rp = 5,8 кгс/см2 (см. табл. 2); арматура из стали
 класса A-III с Ra = 3400 кгс/см2 (см. табл. 7); на глубине по¬
 дошвы Rrp = 2,25 кгс/см2. 206
Расчет. Ориентировочно определяем собственный вес фун¬
 дамента: Ga = 0,1 № = 0,1 * 40000 = 4000 кгс. Требуемую ширину подошвы фундамента определяем по фор¬
 муле _ Л/Н + Сн _ 40 000 + 4000 _ -
 b ~ Rrpl ~ 2,25 • 100 — 1У СМ’ Принимаем ширину подошвы фундамента В — 200 см > > 195 см; составляем расчетные схемы (см. рис. 92) и произво¬
 дим статический расчет: ? = F = !ir = 219 кгс/см' М = Ч-ф- = -219г75!! = 615000 кгс-см; Q — qAK = 219 • 75 = 16400 кгс. Из формулы (244) вычисляем А0 и проверяем Л0макс (см.
 табл. 15). , М 615000 ЛЛС7 ^ л . ~~ bh^R ~ 100 • 362 • 80 — 0>^67 < оМакс — ^,4. По этому значению в табл. 16 находим а = 0,07, после чего вы¬
 числяем требуемое количество рабочей арматуры по формуле
 (243): Fa = abh0 ^2 = 0,07 • 100 • 36- з|1 = 5,94 смК По табл. 4 принимаем арматуру 80 10АIII с Fa = 6,28 см2 > > 5,94 см2. Проверяем прочность фундамента по наклонному
 сечению по формуле (245) Q = 16400 кгс < Rpbh0 = 5,2 . 100 ♦ 36 = 22400 кгс. Неравенство соблюдается, следовательно, поперечной арматуры
 не требуется. Проверяем толщину распределительной подушки фундамента
 из условий прочности бетона на продавливание по формуле
 (246) 1 Q 16400 1 1 о ^ ос hn = 4 — = т ■— — 11,3 см < 36 см. 0 0,756 |/ пр 0,75 • 100 /5,8-65 207
Рис. 93, Крупноблочное здание: а — общий вид; б — разрезка стен на блоки; в — типовая секция жилого
 дома. Неравенство соблюдается, прочность из условий продавлива-
 ния бетона достаточна. Согласно расчету для сборных ленточ¬
 ных фундаментов могут быть приняты фундаментные блоки мар¬
 ки Ф-20 (см. табл. 27). 203
Глава VII МНОГОЭТАЖНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ЗДАНИЯ
 § 20. Крупноблочные здания Поектирование и строительство зданий из железобетонных
 сборных конструкций дает наибольший эффект только при при¬
 менении унифицированных сборных элементов, изготовляемых
 индустриальным методом на специализированных заводах или
 полигонах. При этом количество различных типоразмеров долж¬
 но быть доведено до минимума. Именно с этой целью у нас были
 типизированы и унифицированы исходные объемно-планировоч¬
 ные элементы зданий, жилые секции и конструктивные схемы. Каждая жилая секция представляет собой комплекс жилых
 квартир, расположенных вокруг одной лестницы на уровне одно¬
 го этажа (рис. 93, в). На основе единой модульной системы^про¬
 изведена координация и взаимоувязка размеров жилых секций
 и зданий с размерами сборных железобетонных конструкций. В жилищно-гражданском строительстве для сетки осей при¬
 нят укрупненный модуль 400 мму а для размеров по высоте —
 300 мм. Высота этажа может составлять 2700, 3000, 3300,
 3600 мм; шаг колонн — 2800, 3200, 3600, 4000, 4400 мм; пролет —
 5200, 5600, 6000, 6400 мм. Конструктивные размеры сборных кон¬
 струкций принимаются меньше номинальных размеров элемен¬
 тов на величину швов и зазоров. Стойки каркаса, прогоны, внутренние стены и несущие пере¬
 городки рекомендуется располагать по разбивочным осям мо¬
 дульной* сетки. Внутренние грани продольных наружных стен
 размещают на расстоянии 200 мм от оси модульной сетки, а вну¬
 тренние поверхности торцовых стен обычно совмещают с осями
 сетки. В типовых унифицированных жилых секциях обеспечивается
 многократное повторение и взаимозаменяемость сборных желе¬
 зобетонных конструкций и предусмотрена возможность исполь¬
 зования одних и тех же сборных элементов в зданиях различ¬
 ных габаритов, конфигурации и назначения. В жилых и общественных зданиях применяют как крупные,
 так и мелкие блоки и панели стен, перекрытий, перегородок, лест¬
 ниц и фундаментов. Выбор системы конструкций зависит от мате¬
 риальной и производственно-технической базы строительства. Крупные бетонные стеновые блоки, изготовляемые с готовы¬
 ми лицевыми поверхностями, обладают необходимыми механи¬
 ческими, теплотехническими и звукоизоляционными качествами.
 В зависимости от грузоподъемности имеющихся монтажных ме¬
 ханизмов каждый этаж стен крупноблочных зданий разрезается
 на два или четыре ряда блоков. Двухрядная система разрезки
 стен по сравнению с четырехрядной более рациональна (см.
 рис. 93, б). 20Э
Для изготовления крупных стеновых блоков применяют лег¬
 кие бетоны объемным весом 1400, 1600, 1800 кгс/м3 на природ¬
 ных или искусственных пористых заполнителях, а также ячеи¬
 стые бетоны, крупнопористый беспесчаный бетон, бетон на осно¬
 ве силикатной массы и т. п. Фасадная поверхность блоков наружных стен облицована
 фактурным слоем декоративного бетона или раствора толщиной Рис. 94. Типовые легкобетонные блоки наружных стен: 1 — простеночный; 2 — подоконный; 3 — перемычечный; 4 — поясной. не менее 20 мм или керамическими и другими плитками. Для
 архитектурного оформления фасадной поверхности блоков ис¬
 пользуют вдавленный или выступающий рельеф и многоцветную
 фактуру. Внутренние поверхности блоков должны быть гладки¬
 ми, подготовленными под окраску. 210
Крупные стеновые легкобетонные блоки (рис. 94) изготовля¬
 ют сплошными или пустотелыми из бетона марки 50, 75, 100,
 150. Простеночные блоки для стен 2- и 5-этажных жилых зда¬
 ний с малометражными квартирами при двухрядной разрезке
 стен имеют номинальную высоту 2180 мм, подоконные — 840 мм,
 перемычечные и поясные — 580 мм. При четырехрядной разрезке
 каждый простеночный блок разрезается на три равные части.
 Блоки наружных стен изготовляют
 толщиной 400, 500, 600 мм, а под¬
 оконные для образования радиа¬
 торных ниш — на 80 мм тоньше. Блоки внутренних стен имеют тол¬
 щину 300 мм и по высоте этажа,
 как правило, не разрезаются, но
 иногда может иметь место двухряд¬
 ная разрезка. Для монтажа блоков
 предусмотрены монтажные петли из
 стали класса А-I. В простеночных
 блоках при необходимости облегче¬
 ния их веса и улучшения теплоизо¬
 лирующих свойств предусматри¬
 ваются круглые или щелевидные
 пустоты. На вертикальных блоках наруж¬
 ных стен устраивают четверти раз¬
 мером 100X120 мм, служащие для
 сопряжения с подоконными блоками
 и образования оконных проемов. Для крепления оконных коробок в
 простеночных блоках предусмотрены
 деревянные пробки. Перемычечные блоки армируют
 изогнутой сварной сеткой из холод¬
 нотянутой проволоки; такие блоки
 имеют закладные детали для сварки
 их при монтаже. Поясные блоки
 также армированы, поэтому их,
 как и перемычечные, изготов¬
 ляют из такого шлакобетона, в ко¬
 тором сталь не подвергается корро¬
 зии. Эти блоки делают со сплошной
 бороздой 150x200 мм, необходимо#
 для опирания панелей перекрытий (см. рис. 93). На перемыченных блоках снизу предусмотрено
 углубление для образования четвертей оконных проемов, а сверху,
 если есть балкон,— гнездо для балконной плиты. Эти блоки
 изготовляются для оконных проемов шириной 1200 и 2000 мм. Рис. 95. Соединение крупноблоч¬
 ных стен и перекрытий: а — разрез; б — план; / — поясные
 и перемычечные блоки наружных
 стен; 2 — панели перекрытия; 3 —
 стальные закладные детали; 4 — стальное накладки; 5 — сварные
 швы; 6 — монтажные петли.
Кладку блоков стен и панелей перекрытий производят на
 растворе марки не ниже 25. Глубина площадки опирания пане¬
 лей перекрытия на стены должна быть не менее 100 мм
 (рис. 95). Для предотвращения продувания наружных стен и обеспече¬
 ния надежной звукоизоляции внутренних стен необходимо осо¬
 бенно тщательно заполнять вертикальные швы. С этой целью
 на торцах всех блоков устроены вертикальные пазы или четвер¬
 ти для образования вертикальных каналов; пазы замоноличива-
 ют: в наружных стенах шлакобетоном марки 50, во внутрен¬
 них — цементным раствором марки 50. Перед замоноличивани-
 ем швы законопачивают паклей, а после этого производят их
 разшивку цементным раствором. Пространственная жесткость
 крупноблочных зданий обеспечивается поперечными стенами, пе¬
 рекрытиями и лестничными клетками. Жесткость в плоскости
 стен достигается перевязкой блоков. Связь между внутренними
 и наружными стенами в местах их примыкания осуществляют
 укладкой Т-образных анкеров из полосовой стали толщиной 4 мм
 или с вкладышами из асбоцементных труб; для этих целей при-
 (см. рис. 95). Для увеличения пространственной жесткости все
 перемычечные и поясные блоки соединяют сваркой—между со¬
 бой и с панелями перекрытий. Дымовые, вентиляционные и сантехнические блоки обычно
 изготовляют из жароупорного бетона с тонкомолотой добавкой
 или арматурных сеток из круглых стержней диаметром 6 мм
 меняют бетон марки не ниже 150, армированный сетками из хо¬
 лоднотянутой проволоки. § 21. Крупнопанельные и каркасные здания 1. ЖИЛИЩНО-ГРАЖДАНСКИЕ ЗДАНИЯ Различают две основные конструктивные схемы сборных
 крупнопанельных зданий; бескаркасные и каркасно-панельные
 (рис. 96, см. также рис. 100). Бескаркасные крупнопанельные здания имеют продольные
 или поперечные несущие стены, воспринимающие нагрузки от
 перекрытий и крыши. В отдельных вариантах предусматривают
 также несущие перегородки (см. рис. 97, б). В бескаркасных зда¬
 ниях нет стоек, а их несущие стеновые панели обычно изготов¬
 ляют размерами на комнату. Поэтому такие помещения не име¬
 ют лишних выступов и швов. Строительство бескаркасных зда¬
 ний с несущими стенами и перегородками дает возможность при¬
 менять однослойные панели из достаточно прочных конструктив¬
 ных материалов с расчетным сопротивлением 50—100 кгс!см2>
 приготовляемых на местных легких заполнителях. Это снижает
 стоимость строительства и дает экономию стали. 212
Членение стен на панели в жилищно-гражданских зданиях
 производят на высоту одного или двух этажей по трем схемам
 (рис. 97, а): на крупные панели размерами на комнату, мелкие
 оконные и простеночные панели и на крупные простеночные па¬
 нели с мелкими подоконными вставками. Рис. 96. Крупнопанельное бескаркасное жилое здание: / — фундамент; 2 — панель наружной стены, 3 — несущая панель перегород¬
 ки; 4 — панель перекрытия; 5—лестничные панели, 6 — места сварки за¬
 кладных деталей* Стыки панелей должны обеспечивать прочность, жест¬
 кость, монолитность и теплоизоляцию стен. Вертикальные стыки
 панелей бывают открытые и закрытые (см. рис. 97, в). После
 монтажа стеновых панелей все внутренние и наружные швы за¬
 конопачивают, а пазы заполняют теплым бетоном или раство¬
 ром. В закрытые стыки раствор нагнетают сверху под давле- 213
Крупные панели с мелкими
 Крупные панели Мелние панели междуононными бстабнами <: Е а Продольные
 несущие стены Поперечные
 несущие стены Полный нарнас Неполный парное 11ис. 97. Схемы крупнопанельных зданий: а — членение стен на панели; б — планы бескаркасного и каркасно-панельного
 зданий; в — вертикальные стыки; / — панели; 2 — колонны; 3 — перегородки; 4 —
 •пилястры; 5 — места законопачивания швов; 6*пустоты, заполненные легким
 бетоном или раствором*
нием. Заделку швов в местах сопряжения панелей в углах зда¬
 ний выполняют так же; для большей надежности таких стыков,
 в панелях предусматривают вертикальные пазы или специаль¬
 ные угловые элементы. Горизонтальные стыки устраивают, устанавливая панели на
 слой раствора; пазы панелей затем утепляют минеральной ватой. /5 Рис. 98. Детали узлов крупнопанельных стен: а — несущих; 6 — самонесущих; 1 — панель стены; 2 — панель перекрытия; 3 —
 закладные детали; 4 — накладки из уголков; 5 — стальные соединительные план¬
 ки; б — монтажные петли; 7 — утепление горизонтального стыка минеральной
 ватой; 8 — легкий бетон марки 50. Пространственная жесткость и устойчивость бескаркасных
 зданий обеспечивается совместной работой стен, перекрытий, не¬
 сущих перегородок и лестничных клеток, соединяемых между
 собой при помощи накладок из полосовой стали, уголков или
 круглых стержней, привариваемых к закладным стальным дета¬
 лям элементов здания. Эта связь осуществляется по верху пане¬
 лей на уровне горизонтальных швов, чем достигается непрерыв¬
 ная и надежная жесткость каждого перекрытия и всего карка¬
 са по периметру внутренних и наружных стен (рис. 98). Крупнопанельные стены по принципу их работы в конструк¬
 циях делят на три группы: несущие, самонесущие и навесные. Несущие крупнопанельные стены воспринимают собствен¬
 ный вес и нагрузки, передаваемые перекрытиями и крышей..
 В зданиях с несущими стенами каркас отсутствует; такие зда¬
 ния называются бескаркасными (см. рис. 96, 97 и 98,а). Самонесущие стены монтируют, устанавливая панели
 друг на друга, и крепят их к каркасу таким образом, что на не¬
 го от стены передаются только горизонтальные нагрузки; вер- 215
тикальные нагрузки воспринимают сами панельные стены (см.
 рис. 98, б и 100). Навесные стеновые панели крепят к стойкам каркаса
 так, что все нагрузки от стен передаются на каркас здания. При
 этом несущая способность панелей не используется, а сечение
 элементов каркаса значительно увеличивается, что нерациональ¬
 но по экономическим соображениям. В жилищно-гражданском
 строительстве поэтому навесные стеновые панели применяют
 редко. Стеновые панели являются одним из наиболее ответственных
 элементов крупнопанельных зданий. Они должны обладать не¬
 обходимыми теплоизоляционными, звукоизоляционными и са¬
 нитарно-гигиеническими качествами, быть достаточно прочными,
 жесткими, огнестойкими, долговечными, транспортабельными,
 удобными в изготовлении и монтаже. Стеновые панели изготовляют с готовой фасадной поверхно¬
 стью и с внутренней фактурой, подготовленной под окраску. Для
 удобства монтажа и крепления панели имеют стальные петли и
 закладные детали. На строительство панели следует доставлять
 уже с заполненными оконными и дверными проемами. Эффективнее всего применять крупные панели размером на
 комнату с наибольшей степенью заводской готовности. При мон¬
 таже стыки панелей стен и перекрытий располагают по линии
 перегородок и на уровне перекрытий, вследствие чего они бы¬
 вают скрыты в их толще. В зависимости от конструктивного решения стеновые панели
 изготовляют однослойными и многослойными. Решая вопрос о
 целесообразности применения тех или других, следует учиты¬
 вать конкретные условия строительства, техническую оснащен-
 лость его производственной базы, величину и характер нагрузок,
 наличие местных материалов. Однослойные стеновые панели — сплошные или
 пустотелые — изготовляют из легких или ячеистых бетонов,
 имеющих прочность 50—100 кгс! см2 и объемный вес
 500—1200 кгс/см3 (рис. 99). Эти панели обычно выполняют
 «функции несущих и ограждающих конструкций. Наиболее подходящими материалами для изготовления одно¬
 слойных панелей являются ячеистые бетоны автоклавного твер¬
 дения: пеносиликат, пенобетон и газобетон. Для легких бетонов,
 идущих на изготовление панелей, применяют главным образом
 местные естественные легкие заполнители из туфа, пемзы, раку¬
 шечника и т. п., или искусственные пористые заполнители из ке¬
 рамзита, термозита, шлака и золы. При изготовлении стеновые панели снаружи офактуривают
 раствором, покрывают защитным декоративным бетоном или
 облицовывают керамическими плитками. С внутренней стороны
 их офактуривают под окраску. Эти защитные слои при необходи- 216
По И ПоЩ-М 6 Рис. 99. Крупные стеновые панели:
 л — однослойная; б — многослойная.
мости армируют сварными сетками, связанными между собой
 каркасами и выпусками арматуры. Однослойные стеновые панели имеют ряд преимуществ пе¬
 ред многослойными, например меньший расход металла, более
 простую технологию изготовления и др. Их недостатками явля¬
 ются значительная толщина и большой вес. Многослойные стеновые панели (см. рис. 99, б)
 •обычно применяют в каркасных зданиях. Такие панели состоят
 из несущей железобетонной оболочки в виде тонкой, усиленной
 ребрами жесткости плиты и термоизоляционного слоя из мало¬
 теплопроводного легкого материала, например неконструктивно¬
 го газобетона или пенобетона, пеносиликата, минеральной проб¬
 ки. Обе поверхности панели офактурены. Основным недостатком
 многослойных панелей является сложность технологии их изго¬
 товления. Крупнопанельные перегородки бывают несу¬
 щие,— т. е. воспринимающие вертикальные нагрузки от пере¬
 крытий, и ненесущие,— опирающиеся на перекрытия. Несущие
 перегородки выполняют из шлакобетона, керамзитобегона, тер-
 мозитобетона и других легких бетонов, ненесущие — из пеноси¬
 ликата, гипсобетона на легких минеральных заполнителях и др.
 Панели несущих перегородок бывают сплошные, пустотелые и
 ребристые с железобетонной обвязкой. Каркасно-панельные здания могут быть с полным и неполным
 каркасом (см. рис. 97, б). Здания с полным каркасом имеют
 стойки вдоль внутренних и наружных самонесущих стен (рис.
 100). В зданиях с неполным каркасом вдоль наружных стен сто¬
 ек нет, а концы ригелей опираются здесь на несущие стеновые
 панели (рис. 101). Крупные панели перекрытий размером на
 комнату (см. рис. 101,6) могут опираться непосредственно на
 стойки и несущие стены, образуя безригельный каркас. Рациональность применения полного или неполного сборно¬
 го железобетонного каркаса зависит от выбора общей конструк¬
 тивной схемы здания, способа его членения на сборные элемен¬
 ты и конструкции стыков. Каркасно-панельные многоэтажные здания имеют шарнирно-
 или рамно-связевую либо рамную конструктивную системы. В зданиях шарнирно-связевой системы стойки и стены шар¬
 нирно соединены с перекрытиями анкерами или сваркой за¬
 кладных деталей. При этой системе возможно применение не¬
 полного каркаса. Междуэтажные перекрытия воспринимают
 горизонтальные нагрузки и передают их на поперечные стены и
 лестничные клетки, являющиеся вертикальными поперечными
 связями жесткости. При рамно-связевой системе стойки жестко защемлены г* пе¬
 рекрытиях; горизонтальные нагрузки совместно с рамами вос¬
 принимают поперечные стены и лестничные клетки. -ль
Рамная система имеет жесткое соединение ригелей и сто-
 ек в узлах, воспринимающих изгибающие моменты. При рамной
 системе все вертикальные и горизонтальные нагрузки полностью
 передаются на жесткие железобетонные рамы каркаса, которые
 и обеспечивают пространственную жесткость здания. Рис. 100. Каркасно-панельное жилое здание: / — стойки каркаса; 2 — ригели каркаса; 3 — сварные стыки; 4 — панели
 перекрытия; 5 — панели стен; 6 — панели лестничных маршей и пло¬
 щадок; 7 — сантехнические и вентиляционные блоки. Стыки сборных элементов каркаса бывают жесткие, шар¬
 нирные, и с частичным защемлением ригелей на опорах. Жест¬
 кие стыки применяют для каркасов промышленных зданий. Для жилищно-гражданских зданий наиболее целесообразной
 является рамно-связевая система каркаса с частичным защемле¬
 нием ригелей на опорах. В качестве основного сопряжения риге¬
 лей со стойками каркаса следует рекомендовать узлы, осуще-
 ставляемые при помощи выпусков (консолей) из стоек в виде
 обрезков двутавров и швеллеров; они наиболее просты в изго¬
 товлении и удобны при монтаже (см. рис. 101). 219
2 а s Рис. 101. Схемы и узлы сборных железобетонных каркасов: о — полных; б — неполных; 1 — стойки; 2 — ригели; 3 — стальные заклад*
 ные детали; 4 =- панели перекрытия. 220
Концы ригелей укладывают на выступающие со стоек сталь¬
 ные закладные консоли или столики и крепят к ним сначала мон¬
 тажными болтами или штырями, а после выверки—сваркой по
 периметру примыкания закладных элементов. Концы стоек име¬
 ют специальные опорные листы, штампованные или литые сталь¬
 ные оголовки, которые при монтаже каркаса также приваривают
 друг к другу. Элементы стыков покрывают антикоррозийными со¬
 ставами, а затем замоноличивают бетоном или слоем цементно¬
 го раствора толщиной не менее 10—15 мм. Для обеспечения осевой передачи нагрузки в центрально
 сжатых сборных железобетонных стойках между оголовками
 устраивают стальные центрирующие прокладки. 2. ПРОМЫШЛЕННЫЕ ЗДАНИЯ Перекрытия многоэтажных промышленных зданий несут по¬
 лезную нормативную нагрузку 500, 1000, 1500 или 2000 кгс/м2,
 поэтому наиболее рациональной для таких зданий является кар¬
 касная конструкция с самонесущими стенами. Основой планиро¬
 вочно-конструктивной схемы многоэтажных промышленных зда¬
 ний служит каркас, решенный по рамной или рамно-связевой
 системе. Сетка колонн (стоек) многоэтажных промышленных зданий
 принимается 6 X 6 м, а высота этажей — кратной модулю 0,6 м
 и может составлять 3,6, 4,2, 4,8 и 5,4 м (рис. 102). Лестничную клетку проектируют в виде блока
 помещений, состоящего из лестницы, шахты грузового лифта,
 шахты для коммуникаций, вентиляционной камеры, вспомога¬
 тельных помещений и санузлов. Обычно применяют типовые ле¬
 стничные клетки. По высоте каждого этажа укладывают по че¬
 тыре лестничных марша, опирающихся на четыре лестничные
 площадки (см. рис. 102,а). Стены многоэтажных производственных зданий монтиру¬
 ют из крупных панелей или блоков. Длина стеновых панелей
 принимается б м, а высота — 0,6, 1,2, 1,8 м или равной высоте
 этажа. Обычно применяют самонесущие или навесные стены.
 Самонесущие стены крепят к перекрытиям анкерами, имеющи¬
 ми петли,, которые удерживают их у каркаса и обеспечивают
 независимые вертикальные деформации стен и колонн (см.
 рис. 103, б). В строительстве применяются балочные или безбалочные,
 сборные, сборномонолитные или монолитные перекрытия. Наи¬
 больший эффект дает применение сборных предварительно на¬
 пряженных железобетонных конструкций перекрытий. Многоэтажные производственные здания рамно-связевой сис¬
 темы с балочными перекрытиями состоят из колонн, ригелей и
 плит перекрытий (рис. 103). Шаг колонн составляет 6 м. 221
Рис. 102. Многоэтажное производственное здание рамно-связевой
 системы: а — разрез; б — план, / — колонны; 2 — стены; 3 — температурные швы 4 — связи жесткости; 5 =- лестница; 6 = лифты.
Поперечный разрез _ш Продольный Г \ разрез По 1-/7 и—. “ -60*6,1*200 -60*8,1=120 Рис. 103. Многоэтажное производственное здание рам.чо-евязевой систе¬
 мы с балочными перекрытиями: а — разрезы; б — детали узлов и крепление сборных конструкций сваркой,
В поперечном направлении на консоли колонн укладывают ри¬
 гели и крепят внизу сваркой закладных деталей. Сверху риге¬
 ли крепят между собой и к колоннам приваркой к закладным
 деталям уголковых накладок или круглых стержней (см.
 рис. 103,6). Ригели бывают различного сечения—с полками
 внизу, посередине или сверху. Чем ниже полка ригеля, тем
 меньше толщина перекрытия и тем экономичнее здание. В продольном направлении по ригелям укладывают сборные
 плиты перекрытий (размеры в плане 6 X 1,2 ж, в крайних
 рядах — 6 X 1 ж).Плиты могут быть с круглыми либо оваль¬
 ными пустотами и ребристые. Для обеспечения горизонтальной
 жесткости перекрытий плиты крепят к ригелям сваркой. Над ри¬
 гелями в продольные зазоры между плитами укладывают арма¬
 турные каркасы, после чего швы заполняют бетоном. В полках плит, укладываемых по продольным разбивочным
 осям, имеются вырезы для пропуска колонн. Здесь с помощью
 накладок плиты крепят сваркой между собой, к колоннам и ри¬
 гелям (см. рис. 103,6). Плиты и ригели изготовляют из бетона марки 200—400 и
 армируют ненапрягаемой или предварительно напряженной
 арматурой. Ненапрягаемую арматуру применяют в виде кар¬
 касов и сеток из обыкновенной арматурной проволоки и горяче¬
 катаных стержней периодического профиля класса A-II и A-III,
 предварительно напряженную арматуру — из высокопрочной
 проволоки В-И и Вр-Н или из горячекатаных стержней периоди¬
 ческого профиля (см. табл. И). Конструкции элементов перекрытия рассматриваются в сле¬
 дующей главе; их расчет дан в § 12 и 13. Многоэтажные производственные здания рамно-связевой си¬
 стемы с безбалочными перекрытиями состоят из жестко соеди¬
 ненных между собой колонн, капителей и плит перекрытий
 (рис. 104). Колонны квадратного или круглого сечения
 устанавливают с шагом 6 м. Сверху колонны имеют консольные
 выступы для опирания капителей. Капители в плане квадратного или круглого сечения ар¬
 мируют конструктивной арматурой и снабжают закладными де¬
 талями для сварки с колоннами и плитами. Посередине капите¬
 лей предусматриваются отверстия для пропуска колонн. После установки колонн в проектное положение и соединения
 их жесткими стыками с капителями, вдоль разбивочных осей в
 двух взаимно перпендикулярных направлениях укладывают
 плиты-балки; их выверяют и крепят сваркой к капителям.
 Затем плиты-балки соединяют между собой по углам стальными
 накладками. Накладки приваривают к закладным деталям
 плит. На полки плит-балок или непосредственно на капители укла¬
 дывают квадратные в плане замыкающие крупнораз- 224
Рис. 104. Многоэтажное производственное здание рамно-связевой систе¬
 мы с безбалочными перекрытиями: а — разрез; б — план; в — детали узлов; / — колонна: 2 — капитель;. 3■«- плитам
 балка; 4 — замыкающая плита; 5— сварка закладных деталей.
мерные плиты перекрытий, которые также крепят сваркой
 по углам. Плиты-балки и замыкающие плиты изготовляют из бетона
 марки 200—300 и армируют ненапрягаемой или предварительно
 напряженной арматурой. Для безбалочных перекрытий применя¬
 ются плиты-балки и замыкающие плиты — ребристые либо с
 круглыми или овальными пустотами (см. рис. 104, а). Колонны для зданий с балочными и безбалочными пере¬
 крытиями в принципе по конструкции и технологии изготовле¬
 ния не отличаются, но для балочных перекрытий колонны имеют
 консоли, на которые опираются ригели, а для безбалочных — вы¬
 ступы для опирания капителей. Колонны изготовляют из бетона марки 200—400 и армируют
 сварными каркасами из горячекатаной стали периодического
 профиля классов А-И или A-III (рис. 105). Чтобы предотвратить
 местное перенапряжение, концы колонн армируют сварными сет¬
 ками, при этом продольная рабочая арматура должна прохо¬
 дить внутрь контура сеток. На концах колонн есть стальные
 закладные детали или выпуски стержней для осуществления жест¬
 ких стыков с колоннами смежных этажей. Для равномерной осе¬
 вой передачи нагрузок опорные закладные детали колонн
 имеют центрирующие прокладки. Стыки колонн безбалочных перекрытий расположены в пре¬
 делах капителей, на глубине не менее 300—400 мм от верха плит-
 балок (см. рис. 104). Стыки колонн балочных перекрытий рекомендуется рас¬
 полагать на высоте 0,5—0,7 м от уровня перекрытия, где величи¬
 на изгибающих моментов в стойках рам меньше и удобнее про¬
 изводить монтаж. Как правило, стыки колонн должны быть
 жесткие. Их выполняют с помощью сварки стальных закладных
 деталей из уголков и листовой стали, приваренных к продольной
 рабочей арматуре колонн. К уголкам снаружи (с двух сторон
 колонн) попарно приваривают рабочие стержни (см. рис. 105).
 В период монтажа колонны крепят монтажными болтами, про¬
 пускаемыми сквозь проушины из уголков. После установки и
 выверки колонн рабочие стержни попарно сваривают со' стыко¬
 выми накладками из круглых стержней, монтажные болты уда¬
 ляют, а уголки срезают. Образовавшийся зазор между торцами
 колонн зачеканивают жестким раствором или заполняют пла¬
 стичным раствором на расширяющемся цементе. Стык замоно-
 личивают мелкозернистым бетоном. Расчет и конструирование колонн (стоек) многоэтажных про¬
 изводственных зданий выполняют по правилам проектирования
 центрально сжатых или внецентренно сжатых элементов железо¬
 бетонных конструкций (см. § 14 и 15).
J в Г ll \iiii ни pJIlI | II . ! s 1 no ij-F В период монтажа По В-Л 8 9 Рис. 105. Армирование и стыки колонн многоэтажного производ¬
 ственного здания: 1 — уголки; 2 — полосовая сталь; S — рабочие стержни; 4 — центрирующая
 прокладка; 5 — стыковые накладки; 6 — монтажные болты; 7 — монтажные
 уголки; 8 <= бетон; 9 —• сетка.
§ 22. Монолитные рамы Несущие конструкции, в которых стойки во всех или боль¬
 шинстве узлов жестко связаны с фундаментами и ригелями, на¬
 зываются рамами. Стойки рам бывают вертикальные и наклон¬
 ные, а ригели—горизонтальные, наклонные, ломаные или кри¬
 волинейные. В зависимости от этого рамы также могут иметь
 разнообразные очертания. Различают рамы бесшарнирные и
 шарнирные, однопролетные и многопролетные, одноэтажные и
 многоэтажные, плоские и пространственные, монолитные и сбор¬
 ные, предварительно напряженные и обычные железобетонные. Конструкции сборных рам рассматриваются в соответствую¬
 щих разделах, применительно к конкретно взятым зданиям. Наи¬
 более распространенными сборными рамами являются каркасы
 многоэтажных и одноэтажных промышленных зданий, состоя¬
 щие из колонн, жестко защемленных в фундаментах стаканного
 типа, и шарнирно связанных с колоннами ригелей в виде желе¬
 зобетонных балок, ферм или арок. Одноэтажные и многоэтаж¬
 ные монолитные рамы обычно имеют в узлах жесткие сопря¬
 жения ригелей и стоек (рис. 106). Рамы рассчитывают и конструируют, следуя эпюрам изгиба¬
 ющих моментов М, поперечных сил Q и продольных сил N, руко¬
 водствуясь при этом общими правилами проектирования желе¬
 зобетонных конструкций. Но, рассчитывая раму, предварительно
 необходимо выполнить сложный статический расчет для опреде¬
 ления значений М, Q и N. Стойки рам рассчитывают и армируют, как центрально или
 внецентренно сжатые элементы (см. § 14 и 15). Расчету подвер¬
 гаются сечения стоек сверху, в промежутках и внизу. Ригели рам рассчитывают и армируют, как изгибаемые не¬
 разрезные балки монолитных перекрытий (см. § 23, 12 и 13).
 Расчету подвергаются сечения ригелей на опорах и в пролете. Главная особенность конструирования монолитных рам за¬
 ключается в армировании их узлов. В крайних узлах рам мак¬
 симальные растягивающие напряжения возникают на некотором
 удалении от края исходящего угла, а наибольшие местные сжи¬
 мающие усилия появляются у края входящего угла (рис. 107).
 Поэтому растянутую арматуру выполняют с закруглением и от¬
 водят в глубь узла, а в сжатой зоне узла в рамах с большими уси¬
 лиями предусматривают уширения ригеля, армированные допол¬
 нительными стержнями, называемыми вутами. Вуты уменьшают
 местные сжимающие напряжения в узлах рам. Опыт показывает,
 что чем более плавно осуществлен переход от ригеля к стойке,
 тем меньше местные напряжения. Если жесткость стоек незначи¬
 тельна по сравнению с жесткостью ригелей или изгибающие мо¬
 менты в верхнем сечении колонны малы, то сопряжение стоек
 и ригелей выполняют под прямым углом, не прибегая к вутам. 228
40/6/?// г Балка W-130 Монтажные j Л у Рабочие 5 стержни■ / Ю П/гито Ваш Л \ Ригель // I а !ШШШЯЯН|Н(ШШ 11 п :-г uZ. По /7-/7 /71 ">1в ^ /7о/-/ 14 щу ундамент м
 е, /3 /О f3 Рис. 106. Монолитные железобетонные рамы: а многопролетная многоэтажная; б — однопролетная одноэтажная; 1—2 — мон*
 тажная арматура; 3—7 — рабочие стержни ригеля; 8 — вут; 5—// — рабочие стерж¬
 ни стойки; /2 — выпуски из фундамента; 13 = рабочая арматура фундамента; 14—16 — хомуты.
Чтобы узлы рам имели достаточную жесткость, нужно часть
 арматуры ригеля завести в стойку, а часть арматуры стойки —
 в ригель. Рис. 107. Крайний узел рамы:
 а — эпюра напряжений; б армирование* п, it* Часть стержней чны менее
 2'Х стержней $ L Г Рис. 108. Армирование ригеля и узлов рамы: а — средних; б, в, г — крайних. Если изгибающий момент в верхнем сечении колонны незна- л чителен (когда ^<0,25), то армирование крайнего узла выпол¬
 няют так, как показано на рис. 108, г. При средних значениях
 изгибающего момента (т. е. 0,25 < ^ < 0,5) не менее двух стер- 230
жней из ригеля должны быть заведены в колонну у наружной
 ее грани на глубину ЪЫ\ от нижней плоскости ригеля; оставшие¬
 ся стержни обрывают на расстоянии /н от точки их перегибов (см. рис. 108,в). При больших эксцентриситетах (^ >0,5) часть продольных стержней колонны заводят в ригель, а стерж¬
 ни верхней рабочей арматуры ригеля пропускают в колонну за
 нижнюю грань ригеля на 30g?i с обрывами не более чем по два
 стержня в сечении (см. рис. 108,6). Перегиб стержней в узлах выполняют по дуге окружности ра¬
 диусом \bd\. Стыкуемые стержни отгибают вниз по дуге окруж¬
 ности г >5с?ь Длина стыка при выполнении его внахлестку без
 сварки зависит от марки бетона и вида рабочей арматуры и при¬
 нимается в пределах /н = 30 -т- 45d\. В узлах рам с перегибом ригеля в зоне положительных мо¬
 ментов равнодействующая усилий в арматуре направлена нару¬
 жу, поэтому здесь возникает опасность отрыва стержней от бе¬
 тона, во избежание чего необходимо укладывать дополнитель¬
 ную поперечную арматуру (см. рис. 108, а). § 23. Перекрытия 1. МОНОЛИТНЫЕ РЕБРИСТЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ С БАЛОЧНЫМИ ПЛИТАМИ Железобетонные перекрытия бывают: монолитные, сборные и
 сборномонолитные. К монолитным относятся ребристые пере¬
 крытия с балочными плитами и плитами, опирающимися по кон¬
 туру, а также безбалочные и часторебристые перекрытия. К сбор¬
 ным перекрытиям относятся балочно-блочные, в виде настилов,
 и панельные. Монолитные ребристые железобетонные перекрытия состоят
 из взаимно связанных между собой плит, балок и ригелей (глав¬
 ных балок), опирающихся на стены и колонны (рис. 109). При
 небольших размерах перекрытия монолитная плита опирается
 непосредственно на балки и стены. При значительных размерах
 перекрываемого помещения монолитная плита лежит на много¬
 пролетных неразрезных балках, опирающихся на перпендикуляр¬
 но направленные к ним ригели, а вся конструкция удерживается
 колоннами и стенами. Как балки, так и ригели могут быть расположены вдоль или
 поперек перекрываемого помещения. Пролеты элементов моно¬
 литных ребристых перекрытий рекомендуется принимать: для главных балок (ригелей) 6—8 м » второстепенных балок 5—7 * » плиты 1,7—2,7 ». 231
§- г ■is= ч> го а о ,а балки 0 |— - Стена 5 tv.
 ~ I to 3 Vo /77777777777777777777777777л M у^литы \ i v 17-2.7M M ригеля 6 ~8m V7777777777V77777, 7777#/. Рис. 109. Ребристое перекрытие с балочными плитами: а — общий вид; б — план, ширина грузовых площадей и эпюры изгибающих момев*
 тов плиты, балки и ригеля.
При выборе конструктивной схемы ребристого перекрытия
 исходят из размеров помещения, возможности размещения ко¬
 лонн, а также учитывая перечисленные выше рекомендации и
 экономичность конструктивного решения. Плиты ребристых перекрытий бывают балочные и опираю¬
 щиеся по контуру. К балочным относятся плиты с отношением длинной стороны к короткой более двух (~ > 2). Толщину балочных плит принимают не менее 50 мм для по¬
 крытий, 60 мм — для перекрытий гражданских зданий, 70 мм —
 для перекрытий промышленных зданий. Толщина плиты во всех
 пролетах должна быть одинаковой. Балочные плиты работают на изгиб, поэтому их армируют ра¬
 бочей арматурой в направлении меньшей стороны; перпендику¬
 лярно к ней вдоль плит укладывают распределительную армату¬
 ру. Арматуру в плитах располагают только в растянутой зоне
 (см. рис. 34). Количество рабочей арматуры в пролетах и на
 опорах определяется расчетом в зависимости от величин изгиба¬
 ющих моментов (см. рис. 109 и 113). Плиты армируют отдельными стержнями или сварными сет¬
 ками. Процент армирования рекомендуется от 0,3 до 0,8. При армировании плит отдельными стержнями диаметр рабо¬
 чей арматуры принимают от 6 до 12 мм, а расстояние между
 стержнями здесь составляет не более 200 мм и при hn > 150 мм —
 не более 1,5 hn. Половину рабочих стержней, но не менее трех на
 каждый метр ширины плиты, заводят за грань опоры внизу,
 остальные отгибают с уклоном 1 : 2 вверх на опору, где они вос¬
 принимают растягивающие усилия (рис. 110, а). Обычно отгибы
 делают под углом 30° на расстоянии 0,1 /о от грани стены и на
 0,17 /0 от грани балки на промежуточных опорах. Здесь верхние
 стержни заводят в плиту на 0,25 /о. При hn < 80 мм применяют
 прямые стержни и скобы над опорами (рис. 110, б). Распределительную арматуру диаметром 6 мм укладывают
 без расчета через 200—300 мм, но количество ее предусматрива¬
 ют не менее 10% от сечения рабочей арматуры и не менее трех
 стержней на 1 м. В точках пересечения рабочих стержней с рас¬
 пределительными их связывают вязальной проволокой диамет¬
 ром 0,8—1 мм. Армирование плит сварными сетками может быть раздельное
 и непрерывное (см. рис. 110, в, г). Сетки подбирают на основании
 расчета по сортаменту (см. табл. 8), а их конструктивное реше¬
 ние должно соответствовать значениям, приведенным в табл. 9
 и на рис. 13. Для лучшего сцепления с бетоном на свободных опорах сет¬
 ка должна иметь хотя бы один распределительный стержень, рас¬
 положенный за гранью опоры. При непрерывном армировании
 применяют рабочие стержни диаметром до 5,5 мм, а при раздель- 233
• /- /. / .Р7Г^ /Я и гч Х-. е Рис. 110. Армирование монолитных балочных плит: а — отдельными стержнями приЛп> 80 мм; б—то же,
 при Лп < 80 мм; в — непрерывное армирование сварны«
 ын сетками при 0 < 5,6 мм; г — раздельное, при 0 > в,Т5 мм; 1 — рабочая арматура; 2 распредели*
 тельная.
ном — более 5,5 мм. Над промежуточными опорами сверху в пли¬
 те рабочую арматуру укладывают на расстоянии 0,25 / от оси
 опоры в каждую сторону. При наличии бортовой балки над ней
 сверху укладывают конструктивную сетку шириной 0,15 I. Применение сварных сеток отвечает современным требовани¬
 ям индустриализации строительства и является более прогрес¬
 сивным по сравнению с армированием отдельными стержнями.
 Величину защитного слоя принимают такой, как указано
 в § 7. Балки и ригели (главные балки) армируют отдельными стерж¬
 нями или сварными каркасами в сочетании со сварными сетка¬
 ми. Сечение балок и ригелей монолитных ребристых перекрытий
 обычно принимают с отношением высоты к ширине от 2 до 3, а
 размеры сечения определяют расчетом по наибольшему пролет¬
 ному изгибающему моменту и берут одинаковыми во всех
 пролетах. При армировании балок и ригелей отдельными стержнями в
 пролетах продольную рабочую арматуру укладывают внизу, в
 растянутой зоне, а над опорами — сверху. Растянутую и сжатую
 зоны бетона связывают хомутами. Продольную рабочую арма-
 туру укладывают не более чем в два ряда, при этом руководст¬
 вуются требованиями, изложенными в § 6 и 7. В качестве рабо¬
 чей арматуры применяют горячекатаную сталь периодического
 профиля классов А-И и A-III. Монтажную арматуру выполняют из стали класса А-I диа¬
 метром.10—14 мм. Для ребристого перекрытия используют бетон
 марки не ниже 200 (если арматура класса A-II, допускаётся бе¬
 тон марки 150). Количество продольных рабочих стержней и их
 диаметры определяют расчетом, приведенным в § 12, по наиболь¬
 шим изгибающим моментам в пролетах и над опорами (см.
 рис. 109, 34, 35, 113). Требуемую площадь сечения хомутов и отогнутых стержней
 определяют расчетом наклонных сечений согласно положениям,
 изложенным в § 13, по наибольшим поперечным силам у опор
 (см. рис. 34, 35, 113). У опор часть продольных рабочих стержней балки и ригеля
 снизу с пролетов отгибают вверх на опоры, где они воспринима¬
 ют растягивающие напряжения (рис. 111). Отгибы воспринима¬
 ют поперечные силы в наклонных сечениях. Обычно наибольшее
 расстояние между отгибами вдоль балки не превышает ее высо¬
 ты, а первый отгиб сверху начинается на расстоянии не более
 50 мм от грани опоры. Стержни отгибают под углом 45°, а в бал¬
 ках высотой более 800 мм — до 60°. В главных балках (ригелях) первые отгибы от второстепен¬
 ных балок могут быть образованы подвеской в виде дополнитель¬
 ных стержней — «уток», концы которых прочно закрепляют в бе¬
 тоне сжатой зоны. 235
Внизу в опору на глубину не менее \§d\ из балки заводят не
 менее двух рабочих стержней. При опирании перекрытий на сте¬
 ны плита входит в кладку на 120 мм, второстепенная балка —
 на 250 мм, главная — на 380 мм. Рис. 111. Армирование неразрезных монолитных балок отдельными
 стержнями: а — второстепенной; б — главной (ригеля); 1 — прямые рабочие стержни; 2 —•
 рабочие стержни, отгибаемые на опоры; 3— отгибы; 4—монтажная арма¬
 тура; 5 — хомуты; 6 —* «утки»; 7 — вуты; 8 — арматура вутов. В балках, армированных вязаной арматурой, хомуты прини¬
 мают диаметром 6 мм, а при высоте балок более 800 мм — 8 мм.
 Расстояние между хомутами или поперечными стержнями в бал- 236
ках высотой до 400 мм не должно превышать 200 мм, а при боль¬
 шей высоте — составлять не более 500 мм и не более половины
 высоты сечения балки. Для балок высотой более 300 мм на уча¬
 стках, где поперечная арматура по расчету не требуется, а так¬
 же в зоне расположения отгибов, расстояние между хомутами
 можно увеличивать до ZU К но оно не должно быть свыше 500 мм.
 При высоте балок или ригелей более 800 мм у боковых граней
 через 400—500 мм укладывают конструктивную продольную
 арматуру диаметром 10—12 мм. Процент армирования балок рекомендуется принимать от 0,6
 до 1,5%. В ребристых перекрытиях главные балки (ригели) и второ¬
 степенные балки обычно армируют сварными каркасами и сет¬
 ками; такой вид армирования имеет ряд преимуществ перед рас¬
 смотренным выше. Главные и второстепенные балки в пролетах и над опорами
 армируют плоскими сварными каркасами, которые перед уста¬
 новкой в опалубку собирают в пространственные каркасы (рис.
 112). Над опорами второстепенных балок в качестве рабочей
 арматуры следует укладывать сварные сетки. В зоне отрицатель¬
 ных изгибающих моментов сжатые стержни каркасов рекомен¬
 дуется охватывать изогнутой сеткой, которая препятствует вы¬
 пучиванию сжатых продольных стержней (см. рис. 112,6,
 по И—II). Второстепенные балки над крайними опорами армируют кон¬
 структивными сетками, а на промежуточных опорах внизу
 сквозь главную балку пропускают стыковые стержни диаметром
 не менее Уг d\ и не менее 10 мм. Стыковые стержни из стали пе¬
 риодического профиля заводят во второстепенную балку на
 \Ъй\. Если на крайних опорах есть главные балки, то там также
 укладывают стыковые стержни. В местах опирания второстепенных балок на главные балки
 укладывают дополнительную поперечную арматуру. Высоту глав¬
 ных балок принимают в пределах от Vs до У12 /, второстепен¬
 ных — ОТ V12 ДО Vis I. Расчет балок и плит производят по общим правилам, приня¬
 тым для изгибаемых элементов (см. § 12 и 13). Вначале состав¬
 ляют расчетную схему, определяют постоянные и временные на¬
 грузки, вычисляют изгибающие моменты и поперечные силы*
 строят эпюры М и Q и по их максимальным значениям подбира¬
 ют сечения бетона и арматуры в различных местах балок. В реб¬
 ристых монолитных перекрытиях последовательно рассчитыва¬
 ют плиту, балку и ригель по прочности и деформациям (см. § 12,
 13 и 16). При расчете железобетонных конструкций по прочности учи¬
 тывают пластические деформации бетона и арматуры. Изгибаю¬
 щие моменты и поперечные силы многопролетных балок и плит 23?
с равномерно распределенной нагрузкой и равными пролетами
 (отклонения не более 10%) определяют по приближенным фор¬
 мулам (247) и (248). I I- wi _] 1 „ Р pi щя тггп 0,/s-о,т . о,25-о.т 0.254,301 0,15-0,1711 I 7 ш >/5<Г гггп ,9 'СЧ li I Опорные нарносы it ГГПШГО к* К-4 г э ± м 20 4. НИШГНШН. г17 2 Пролетныё каркасы ш 1^ -- А 1 1 1 1 9 С-2 К-3 \Д 2 3 К-1 и 7 кч "К-2 К'2 Щ *=М=> 3P1L Рис. 112. Армиро*ание монолитных неразрезных балок сварными
 каркасами и сетками: а — второстепенной; б — главной; / — продольные рабочие стержни; 2 —
 монтажные; 3 — поперечные; 4 =— надопорные рабочие сетки; 5 — дополнитель*
 ные сетки. Изгибающие моменты (рис. 113) определяют по формуле М = ± П... (247) где пСр =16 — в средних пролетах и на средних (исключая вто¬
 рые от края) опорах; Лкр — 11 —в крайних пролетах и на вторых от края опорах
 балок, а также в плитах при непрерывном арми¬
 ровании; «кр *= 14 — на вторых от края опорах плит (см. рис. 113). 238
При Ьпределении изгибающего момента на опорах, где возни¬
 кает растяжение сверху, в формуле (247) принимают знак ми¬
 нус, а в пролетах, где растяжение внизу,— плюс. лср-<15 Рис. 113. Эпюры изгибающих моментов и попереч¬
 ных сил. Поперечные силы определяют по формуле Q =n...(g + p)l, (248) где п\ = 0,4 — у первой опоры; яКр = 0,6 — у второй опоры со стороны крайнего пролета;
 Яср = 0,5 — у края всех остальных опор (см. рис. 113). Опорные изгибающие моменты и поперечные силы по форму¬
 лам (247) и (248) определяют у граней опор, в этом случае а = -4— • (249) g+Р ' ' Равномерно распределенная нагрузка складывается из по¬
 стоянного веса конструкций g и полезной нагрузки р. Поэтому
 строят огибающую эпюру изгибающих моментов, накладывая
 эпюры М от двух наиболее невыгодных схем загружения плиты
 или балки. В расчет вводят максимальные значения моментов
 огибающей эпюры (см. рис. 113). Первая эпюра М — от полной нагрузки g + р в нечетных про¬
 летах и условной нагрузки g + 0,25 р—в четных. Вторая эпю¬
 ра М — от полной нагрузки g + р в четных пролетах и услов¬
 ной нагрузки g + 0,25 р — в нечетных. Пример 27. Подобрать арматуру плиты: монолитная плита с
 расчетными пролетами по 1,8 ж предназначена воспринять по¬
 лезную нагрузку рн = 750 кгс/м2\ бетон марки 200 с /?и = 239
*= 100 кгс/см2 (см. табл. 2); арматура в виде сеток из Холодно¬
 тянутой проволоки с R& = 3150 кгс!см2 (см. табл. 7). J Расчет. Рассматриваем полосу плиты b — 1 м к^к нераз¬
 резную балку. Толщину плиты ориентировочно принимаем h =
 = 80 мм. Нормативная нагрузка от собственного веса ш!иты раз¬
 мером 1 X 1 м при объемном весе железобетона у «= 2500 кгс/м3
 составляет: gH=l*l-/i’'f=l*l* 0,08 • 2500 = 200 кгс/м2, То же, для асфальтового пола, уложенного на слой шлакобе¬
 тона: = 1 • 1 (hi • Tl + h2y2) = 1-1 (0,02 • 1800 + 0,05 . 1500) = = 110 кгс/м2. Нормативные нагрузки: постоянная gH = (200 -Ы 110) = 310 кгс/м;
 полезная ря = 750 кгс/м. Расчетные нагрузки (см. табл. 1):
 постоянная g = 310 • 1,1 = 340 кгс/м;
 полезная р = 750* 1,2 = 900 кгс/м. Изгибающие моменты (см. формулу 247):
 в крайних пролетах Aft = :1’8- - 360 кгс*; tx... XX в средних пролетах и над средними опорами м _ <£±P)J! _ ±(340 + 900) 1,8; _ 250
 * п.. . Хо над вторыми от края опорами при непрерывном армировании
 м = (g + P)P = - (340 + 900) ■ ЦР =_360 3 П.. . 11 Для принятой плиты толщиной h = 80 мм рабочая высота
 сечения Л0 = Л — с — 4 = 8— ! — т = 6’75 см• По формуле (83) вычисляем А0, а по его значению в табл. 16
 находим а и, решая формулы (90) и (91) с учетом Л0Макс = 0,4
 {см. табл. 15), определяем требуемую площадь сечения рабочей
 арматуры (Mi = Мз) в крайних пролетах и над вторыми от края
 пролетами: л — 36000 _ л 077 А — 0 4 ~ bh2R ~ 100 • 6,752 • 100 “ и,и/1 ^ °макс “ и>^’
 оп0 аи чему соответствует а = 0,08 (см. табл. 16); 240
плс^цадь сечения арматуры : F, = abh„ — = 0,08 • 100 • 6,75’ • ^ = 1,16 смг. В средних пролетах и над средними опорами л — 25000 q 058 с А — 0 4 0 “ bh2R ~ ЮО • 6,752 . юо - и’и°б < ломакс - "А, *'"0Аи чему соответствует а = 0,06, тогда площадь сечения арматуры
 Ft = abh0^ = 0,06 • 100 -6,75s= 0,87 см\ Рис. 114. К примеру 27. По табл. 8 принимаем рулонные сетки шириной В = 1,5 м
 марки 4— 15/з с F& = 1,38 см2 > 0,87 • 1,5 = 1,31 см2. Кроме этой
 арматуры в крайних пролетах и над первыми промежуточными
 опорами укладываем дополнительные сетки марки 3— 15/з шири¬
 ной В = 1,5 м с F& = 0,78 см2, в результате чего все сечение
 арматуры здесь будет: 1,38 + 0,78 = 2,16 см2 > 1,16 • 1,5 = 1,74 см2. На основании полученных данных конструируем сечение мо¬
 нолитной неразрезной плиты (рис. 114). 2. МОНОЛИТНЫЕ РЕБРИСТЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ
 С ПЛИТАМИ, ОПИРАЮЩИМИСЯ ПО КОНТУРУ Если отношение длинной стороны плиты к короткой меньше
 2 (^ <2), то плита считается опирающейся по контуру. Бал- К ки ребристых перекрытий с плитами, опирающимися по контуру,
 идут по двум взаимно перпендикулярным направлениям и обра¬
 зуют панели со сторонами до 6 м. Перекрытия с малыми панеля¬
 ми размером до 2 ж называются кессонными (рис. 115). 241
Следуя эпюрам изгибающих моментов, плиты, опирающиеся
 по контуру, армируют перекрестной рабочей арматурой, укла¬
 дываемой в двух направлениях, обычно параллельно балкам
 (рис. 116). Плиты армируют сварными сетками или отдельными
 стержнями. Процент армирования принимают в пределах от 0,5 до
 0,8, а толщину плит назначают от 80 до 160 мм. Для размещения
 арматуры каждую панель плиты делят в каждом из двух направ¬
 лений на три полосы, из которых все крайние имеют ширину lU 1к,
 средние — Уг /к и /дл — Уг /к (см. рис. 116, а). г-1 . < > 1—Г-1 -4- 1 1 -*+4- Ь" ■ 1 < t ■ ^ 1 а . 4- 4- «» д. 4 >S К* * » У * У > > / fc /V X V S * * ' I Ы&кЛ Рис. 115. Ребристые перекрытия с плитами, опираю¬
 щимися по контуру: а общий вид; б — схемы кессонных перекрытий* В средних полосах рабочую арматуру согласно расчету укла¬
 дывают внизу. В крайних полосах ее укладывают сверху, а вни¬
 зу, до опор, доводят половину нижней арматуры, но не менее
 трех стержней на 1 м ширины плиты. Конструирование монолит¬
 ных неразрезных плит, опирающихся по контуру, производят так
 же, как и балочных плит (см. рис. 110), но рабочую арматуру
 укладывают по двум направлениям. В средних и в крайних поло¬
 сах над опорами количество арматуры принимают одинаковое. Применение сварных сеток значительно упрощает армирова¬
 ние монолитных неразрезных плит. В плитах, опирающихся по
 контуру, практикуют также непрерывное и раздельное армиро¬
 вание рулонными сетками и узкими сетками в виде полотнищ
 (см. рис. 116, б). При свободном опирании по контуру толщина железобетон¬
 ных плит принимается не менее V45 1\> а при упругой заделке по
 контуру — не менее Vso h- Статический расчет плит, опирающихся по контуру, выпол¬
 няют на основании теории упругости, а подбор их сечений—по
 формулам и таблицам, приведенным в § 12. 242
t= План верхних сеток I I •г if J'!
 =Ff F± ii1
 -ILUd с-з 7 План нижних сеток б Рис. 116. Армирование плит, опирающихся по контуру!
 а — стержнями; б *- узкими сварными сетками.
3. БЕЗБАЛОЧНЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ Безбалочное перекрытие состоит из плоской монолитной или
 сборной железобетонной плиты, опирающейся непосредственно
 на колонны (рис. 117). Расстояние между колоннами принима¬
 ется б м. Расчет и конструирование колонн производят по пра¬
 вилам проектирования центрально или внецентренно сжатых
 элементов (см. § 14 и 15). Тип 1 I Тип 2 J,L ТапЗ
 I Рис. 117. Безбалочное перекрытие: а — общий вид; б — типы капителей. Сетка колонн в плане может быть квадратной или прямоуголь¬
 ной. Сверху колонны оканчиваются капителями, на которые не¬
 посредственно опирается плита. Капители создают более жесткое сопряжение колонн с плитой,
 обеспечивают прочность плиты на продавливание и уменьшают ее
 расчетные пролеты. Следствием этого является уменьшение изги- 244
?"|— * V" —'■■■ 4* бающих моментов и скалывающих напряжений. При средних и
 тяжелых нагрузках капители могут иметь излом или над-
 капительную плиту (см. рис. 117,6). Опытом установлено, что не всегда необходимо, но
 для получения более на¬
 дежной и прочной связи
 колонн с плитой их по
 конструктивным сообра^
 жениям армируют пря¬
 мыми стержнями диамет¬
 ром 8—10 мм, укладыва¬
 емыми по углам и посере¬
 дине. По высоте эти
 стержни связывают тре-
 мя-чётырьмя хомутами
 диаметром 6 мм. Надка-
 пительные плиты армиру¬
 ют сетками из стержней
 диаметром 8—10 мм с
 шагом 100—150 мм и с
 отогнутыми вверх кон¬
 цами. Расчет плиты безба-
 лочного перекрытия про¬
 изводят по формулам и
 таблицам, предназначен¬
 ным для обычных изги¬
 баемых элементов, в по¬
 рядке, указанном в § 12,
 учитывая полную нагруз¬
 ку Я = S + Р- Плита ра¬
 ботает в двух направле¬
 ниях как упругая пласти¬
 на. Изгибающие момен¬
 ты определяют, руковод¬
 ствуясь расчетной схе¬
 мой, приведенной на
 рис. 118. Нагрузки на капители
 принимают распределен¬
 ными по треугольникам, следовательно, опорные реакции капителей Q приложены в цент¬
 рах тяжести треугольников. Расчетный пролет плиты /о прини¬
 мают равным расстоянию между опорными реакциями I Пролетная 'Нодяолонная | ‘ ^полоса I Л L I л полоса
 г к Рис. 118. Расчетная схема и эпюры момен¬
 тов безбалочного перекрытия. /о = /-4с. (250) 243
Панель плиты рассматривают как балку длиной /0 и шири¬
 ной /2— равной расстоянию между осями колонн в другом на¬
 правлении. Балочные моменты панелей в направлении 1\ и /г
 определяют по формуле где Р — <7/1/2 — полная нагрузка на панель. В средних панелях безбалочного перекрытия моменты в четы
 рех расчетных сечениях плиты принимают: Моменты в первых от стены панелях находят путем их умно¬
 жения на соответствующие коэффициенты, принимаемые по таб¬
 лицам и графикам (см. специальную справочную литературу о
 безбалочных перекрытиях). Руководствуясь эпюрами изгибающих моментов, плиту без-
 балочного перекрытия в каждом направлении делят на надко- лонные и пролетные полосы шириной по-^ и у (см. рис. 118). Изгибающие моменты по длине полос изменяются по кривой, но
 для упрощения расчетов принимают ступенчатое изменение мо¬
 ментов, одинаковое по ширине каждой полосы. Толщину плиты определяют по максимальному расчетному
 изгибающему моменту надколонной полосы. Требуемую пло¬
 щадь сечения арматуры вычисляют отдельно для каждого рас¬
 четного сечения надколонных и пролетных полос по соответству¬
 ющему моменту Mi, М2, М3, М4: В безбалочных плитах нижняя и верхняя арматура — в виде
 сварных сеток; используются рулонные или плоские широкие и
 узкие сетки (рис. 119). Вязаной арматурой плиту армируют толь¬
 ко тогда, когда нельзя применить сварные сетки. В зависимости от того, какой момент действует на разных
 участках плиты—положительный или отрицательный — сетки
 укладывают внизу- или сверху в плите в один или два ряда. Над
 колоннами плита подвергается действию отрицательных момен¬
 тов, поэтому рабочую арматуру здесь располагают сверху (см.
 рис. 119). Между колоннами моменты разные, поэтому в проле¬
 тах рабочую арматуру укладывают внизу по двум взаимно пер¬
 пендикулярным направлениям. И в надколонной, и в пролетной полосе половина нижних
 стержней должна быть заведена не менее как на 0,3 / в каждую
 сторону от середины пролета, а вторая половина — на 0,35 /. (251) Mi = 0,5M„; M2 = 0,2AV. М3 = 0,15Л10; М4 = 0,15М0. 0,8 М. .. (252) 246
Кроме того, в надколонной полосе половину нижних стержней
 пропускают за грань капители на расстояние не менее 10 d. В пролетной полосе половина верхней арматуры оканчивает¬
 ся на расстоянии 0,2 / от оси ряда колонн, а вторая половина — Над колонная полоса Пролетная полоса б Рис. 119. Плита безбалочного перекрытия: а — схема армирования; б — армирование сварными сетками; 1 — верхняя арма*
 тура; 2 — нижняя* на 0,25 I. В надколонной полосе половину верхних стержней
 (50%) заводят за ось ряда колонн в каждую сторону (не менее
 чем на 0,3 /), а вторую половину — не менее чем на 0,35 I. 24 7
4. ЧАСТОРЕБРИСТЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ В статическом отношении часторебристые перекрытия явля¬
 ются разновидностью ребристых. Промежутки между ребрами
 заполняют шлакобетонными, керамическими и другими вклады¬
 шами (рис. 120). Рис. 120. Часторебристые перекрытия: о — общая схема; б — со шлакобетонными вкладышами;
 в — с керамическими вкладышами» Часторебристые перекрытия имеют расстояния между ребра¬
 ми не более 700 мм, а ширина ребер колеблется в пределах от
 60 до 120 мм. Рабочая арматура ребер состоит из одного-двух
 стержней диаметром 8—16 мм. Плита часторебристого перекрытия толщиной от 30 до 50 мм
 армируется рабочими стержнями диаметром 4—6 мм, уклады¬
 ваемыми поперек ребер (не менее трех на 1 м). Плиту рекомен¬
 дуется армировать легкими сварными сетками, а ребра — свар¬
 ными каркасами. В сборных часторебристых настилах пустоты между ребрами
 заполняют вкладышами из легкобетонных или керамических
 блоков. Для обеспечения надежной связи с бетоном ребер и шту¬
 катуркой блоки имеют шероховатую поверхность или углубления
 {см. рис. 120,6,8). Вкладыши могут быть с выступающими пол- 248
ками или без них. Применяя вкладыши с полками внизу, полу--
 чают более однородную нижнюю поверхность перекрытия и боль--
 шую точность в ширине и шаге ребер, чем при вкладышах без,
 полок, хотя при этом высота
 перекрытия увеличивается. Часторебристые перекры¬
 тия с вкладышами должны
 быть заделаны в кирпичную
 кладку на глубину не менее
 150 мм. Балочно-блочные перекры¬
 тия с точки зрения их статичес¬
 кой работы не отличаются от
 сборных часторебристых пере¬
 крытий. До появления крупно¬
 размерных плит они были ши¬
 роко распространены в стро¬
 ительстве. В зависимости от вида за¬
 полнения различают балочные
 перекрытия с плоскими или ре¬
 бристыми плитами наката или
 с пустотелыми легкобетонными блоками (рис. 121). Плиты нака--
 та укладывают по нижним или верхним полкам тавровых балок..
 При укладке наката по верху балок звукопроводность и строи¬
 тельная высота перекрытия увеличиваются, зато образуется глад^
 кая поверхность, по которой удобно укладывать любые полы. Сборные часторебристые перекрытия с заполнением из двух¬
 пустотных или трехпустотных легкобетонных камней имеют оди-
 наковую с балками высоту и гладкие поверхности сверху и вни¬
 зу, но они тяжелы по весу. Балки перекрытий — таврового сече¬
 ния; их укладывают на расстоянии 0,5—2 м. Балочно-блочные перекрытия и настилы не отвечают совре^
 менному уровню развития строительной индустрии и в настоя¬
 щее время применяются только при строительстве небольших,
 зданий средствами малой механизации. Эти виды перекрытий
 фактически вытеснены более индустриальными панельными кон¬
 струкциями. Расчет часторебристых перекрытий производится аналогична
 расчету обычных ребристых и по тем же формулам для изгибае¬
 мых элементов (см. § 12 и 13). 5. СБОРНЫЕ ПАНЕЛЬНЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ Панельные перекрытия являются более усовершенствован¬
 ным вариантом рассмотренных выше балочно-блочных конструк¬
 ций перекрытий и сборных настилов (рис. 122). Панели бывают Рис. 121. Балочно-блочные
 перекрытия: а — с плитами наката; б — с за¬
 полнением из легкобетонных бло¬
 ков; в — с укладкой плит по
 верхним полкам. 249
мелкие, весом до 3 г, и крупные, размером на комнату
 (рис. 123). Номинальные размеры панелей перекрытий в плане прини¬
 маются кратными модулю 400 мм, а доборных—200 мм\ факти¬
 ческие размеры их меньше на величину зазоров. О б Рис. 122. Типы сборных железобетонных перекрытий: а — балочно-блочные; б — из мелких панелей; в <“ из крупных панелей
 размерами на комнату (шатровая, многопустотная и ребристая). Рис. 123. Монтаж крупноразмерной панели перекрытия. Номинальная длина панелей перекрытий принимается равной
 5600, 6000, 6400 мм, ширина — 800, 1000, 1200, 1600, 1800. . .
 . . \ 3200, 3600 мм, высота —160, 200, 220, 260, 290, 350 мм. 250
Каждой панели присваивается собственная марка — шифр. Буквенные индексы шифра являются первыми буквами слов:
 П — панель, Р — ребристая, К—с круглыми пустотами, О —
 с овальными пустотами, Т — под тяжелую нагрузку и т. д. Пер¬
 вое число после буквенного шифра обозначает длину панели в
 дециметрах, второе — ширину. Внесение изменений в обозначе¬
 ние марок не допускается (табл. 28, 29, 30). Панели перекрытий бывают многопустотные, ребристые, шат¬
 ровые и сплошные (см. рис. 122). Многопустотные панели изго¬
 товляют с овальными, круглыми и щелевидными пустотами. Реб¬
 ристые панели имеют выступающие вниз или вверх продольные
 и поперечные ребра жесткости. Сплошные, в том числе и шатро¬
 вые панели, бывают одно-, двух- и трехслойные (рис. 124). При¬
 меняют также раздельные панели, состоящие из двух частей-па¬
 нелей, верхняя панель отделяется от нижней упругой звукоизо¬
 ляционной прокладкой. Таблица 28 Панели перекрытий
 длиной 5860 мм
 с круглыми пустотами Марка панели оэ * ж * В ag
 к ж 32 Я К 5 Я ^ «с <\)
 Р0 В V* 2 S Jig 81* ее CQ о < Количество и диаметр
 рабочих стержней со * Ч и Панели, армированные сварными сетками
 из холоднотянутой проволоки с рабочей арматурой
 из стали класса A-III; бетон марки 200 ПК-59-8 790 1340 1 0,536 30.7 501OAIII ПК-59-10 990 1700 0,682 41,1 401OAIII +2012AIII ПК-59-12 1190 2060 0,825 45,2 501OAIII +2012AIII 815 ПК-59-16 1590 2790 1,114 58,0 601OAIII + 3012AIII ПК-59-18 1790 3140 1,255 64,5 6010AIII + 4012AIII ПТК-59-8 790 1340 0,536 41,2 5012AIII ПТК-59-10 990 1700 0,682 50,1 6012AIII ПТК-59-12 1190 2060 0,825 55,3 7012AIII 1145 ПТК-59-16 1590 2790 1,114 75,9 7012AIII +2014AIII ив ПК-59-8 ПК-59-10 ПК-59-12 ПК-59-16 ПК-59-18 ПТК-59-8 ПТК-59-Ю ПТК-59-12 ПТК-59-16 Панели, армированные сварными сетками
 холоднотянутой проволоки с рабочей арматурой
 из стали класса Л-II; бетон марки 200 5012AII
 6012AII 5012AII -f 2014AII
 7012AII + 2014AII
 6012AII + 4014AII
 2016AII + 3014AII
 2016AII -f 4014AII
 4016AII + 3014AII
 7017AII +2014AII 790 1340 0,536 38,6 990 1700 0,682 47,5 1190 2060 0,825 56,9 1590 2790 1,114 71,3 1790 3140 1,255 81,5 790 1340 0,536 56,0 990 1700 0,682 67,1 1190 2060 0,825 78,8 1590 2790 1,114 106,7 815 1145 251
Продолжение табл. 28 Марка панели СО « Я К
 К с;
 а, <ь
 в s w as? к <и
 о д £ * *
 CQ с ие £ * «о 2 5S «*!.
 О ю ^ Количество и диаметр
 рабочих стержней м *0
 * £
 ф >»•*
 в- - а
 о
 я
 О. U >- св п5
 ЕВ К П редварительно напряженные панели с напрягаемой арматурой
 из стали класса А-Шв, упрочненной вытяжкой; бетон марки 200 ПК-59-8 790 1340 0,536 24,3 3012AIIIB ПК-59-10 990 1700 0,682 30,9 4012AIIIB ПК-59-12 1190 2060 0,825 36,8 2012AIIIb + 2014AIIIb ПК-59-16 1590 2790 1,114 49,2 2012АШв + 3014А1Пв ПК-59-18 1790 3140 1,255 53,9 4012AIIIb + 2014AIIIb ПТК-59-8 790 1340 0,536 31,8 2014 A111 в -j- 10 16AIIIb ПТК-59-10 990 1700 0,682 38,3 4014A111 в ПТК-59-12 1190 2060 0,825 49,2 4014A111 в тК-59-16 1590 2790 1,114 63,3 50 16AIIIb Примечание. Серия ИИ-03-02. Жилищно-гражданские здания,
 <$омы 5—9. 815 1145 аль- i PI 0 0 0 0 0 0 ^lloool /SqoI foo I1 j - 1790 J I , 1590 J 1190 I I I790^ Таблица 29
 Панели перекрытий
 длиной 5860 мм
 овальными пустотами
 шириной 335 мм 10 ю 10 10 Марка панели ■*' - Ширина панели, мм Вес панели, кг Объем бетона, м* Вес стали, кг Количество и диаметр
 рабочих стержней Расчетная нагрузка. кгс/м* Панели, армированные сварными сетками с рабочей арматурой
 из стали класса A-II; бетон марки 200 ПО-59-8 790 1070 0,429 29,4 301ОАИ ПО-59-Ю 990 1400 0,562 34,8 701OAII ПО-59-12 1190 1710 0,683 43,2 901OAII ПО-59-16 1590 2280 0,914 53,6 1101OAII ПО-59-18 1790 2640 1,051 62,4 13010AII ПТО-59-8 790 1070 0,429 40,3 901OAII ПТО-59-Ю 990 1400 0,562 50,2 1101OAII ПТО-59-12 1190 1710 0,683 58,4 13010AII ПТО-59-16 1590 2280 0,914 76,5 1701OAII ПТО-59-18 1790 2640 1,051 85,2 1901OAII 705 1035 852
Продолжение табл. 29 « - Марка панели Ширина панели, мм Вес панели, кг Объем бетона, м* Вес стали, кг Количество и диаметр
 рабочих стержней Расчетна нагрузка кгс/мг Предварительно напряженные панели с напрягаемой арматурой из стали класса А-IV; бетон марки 200 ПО-59-8 790 1070 0,429 19,2 201OAIV + 1012AIV ПО-59-Ю 990 1400 0,562 24,2 3012ATV ПО-59-12 1190 1710 0,683 28,7 3012AIV+ 101OAIV ПО-59-16 1590 2280 0,914 37.5 4012AIV+ 101OAIV ПО-59-18 1790 2640 1,051 42,2 4012AIV+ 1014AIV ПТО-59-8 790 1070 0.429 26,8 2014ATV+ 1012AIV ПТО-59-Ю 990 1400 0,562 33,3 2016AIV+ 1012AIV ПТО-59-12 1190 1710 0,683 39,4 2016AIV + 2012AIV ПТО-59-16 1590 2280 0,914 51,9 4014A1V+ 1016AIV ПТО-59-18 1790 2640 1,051 56,7 3016AIV + 2014AIV Предварительно напряженные панели с линейным натяжением
 высокопрочной проволоки периодического профиля Вр-П; бетон марки 300 ПО-59-8
 ПО-59-Ю
 ПО-59-12
 ПО-59-16
 ПО-59-18
 ПТО-59-8
 ПТО-59-Ю
 ПТО-59-12
 ПТО-59-16
 ПТО-59-18 790 1070 0,429 13,0 2О03ВрИ 990 1400 0,562 16,4 2403ВрИ 1190 1710 0,683 18.6 2803ВрП 1590 2280 0,914 26,2 4О03ВрП 1790 2640 1,051 28,1 4203ВрИ 790 1070 0,429 17,1 3O03BpII 990 1400 0,562 21,4 3603BpII 1190 1710 0,683 24,9 4403ВрП 1590 2280 0,914 34,0 6303ВрП 1790 2640 1,051 37,5 6б03ВрН 600 900 Примечание. Серия ИИ-03-02. Жилищно-гражданские здания, альбо*
 мы 2 и 3. Сборные панельные перекрытия представляют собой систему
 ригелей, опирающихся на колонны или стены с уложенными по
 ним панелями перекрытий. Панели перекрытий опираются также
 непосредственно на стены, балки, несущие перегородки или ко¬
 лонны (см. рис. 96, 100, 101, 103). Ригели, балки и панели перекрытий изготовляют из бетона
 марки 200—300; для предварительно напряженных конструкций,
 несущих большие нагрузки, применяют бетон марки 400. Плиты панелей всех видов (см. рис. 124) армируют сварны¬
 ми сетками из обыкновенной твердой холоднотянутой арматур¬
 ной проволоки В-I, диаметром 3—8 мм. Ребра панелей перекры¬
 тий, балки и ригели армируют сварными каркасами из мягкой 253
горячекатаной стали периодического профиля класса A-II или
 A-III. Для поперечной и монтажной арматуры применяется также
 сталь класса А-I. Сетки и каркасы проектируют в порядке,
 изложенном в § б и 7. Таблица 30 Марка панели Ширина панели, мм Вес панели, кг Объем бетона, мг Вес
 стали, кг Количество и диаметр
 рабочих стержней * я s* V 0.5(1 SSsf О, а 3 Панели, армированные сварными каркасами
 с рабочей арматурой ив стали класса A-II
 и сварными сетками из холоднотянутой проволоки;
 бетон марки 200 ПР-59-8 790 1000 0,400 41,8 ' 2014AII ПР-59-Ю 990 1125 0,450 59,2 2014AII + 2012 All ПР-59-12 1190 1340 0,537 66,6 4014AII 705 ПР-59-16 1590 1860 0,744 84,3 4014 АН ПР-59-24 2390 2750 1,100 128,4 6014AII ПТР-59-8 790 1090 0,437 66,6 4016AII ПТР-59-Ю 990 1380 0,551 84,8 4016AII -f 2012AII ПТР-59-12 1190 1630 0,651 95,7 4016AII + 2014AII 1145 ПТР-59-16 1590 2135 0,854 133,7 8016AII Примечание. Серия ИИ-03-02. Жилищно-гражданские здания, аль¬
 бом 10. Рабочая арматура ригелей и панелей перекрытий всех видов
 бывает также предварительно напряженная (рис. 125), выпол¬
 няемая из мягкой горячекатаной стали периодического профиля
 классов A-III и A-IV или твердой высокопрочной холоднотянутой
 проволоки B-II и Вр-П. Правила проектирования предварительно напряженной арма¬
 туры изложены в § 8. Ненапрягаемые арматурные сетки и каркасы предварительно
 напряженных ригелей и панелей перекрытий в основном такие
 же, как в ненапрягаемых конструкциях, но имеют меньшую пло¬
 щадь поперечного сечения (см. рис. 124 и 125). 254
S f *1 я kll 1 ро' 1 Я 1 .0.0.00 is: :g, •1, <\l л. ■ - А/ V Г 1 6 J 2 ll 20, Ж 15 4 А: zf — ■ У» -*-•••• *\у\ * ^ 22Z SIS в 3 1 '2 7 Щ
 Рис. 124. Панели перекрытий: а — предварительно напряженная с овальными
 пустотами; б — ненапрягаемая с овальными пусто¬
 тами; в — то же, с круглыми пустотами; г — то же,
 ребристая с плитой внизу; д — то же, ребристая с
 плитой сверху; е — двухслойная предварительно на¬
 пряженная; / — высокопрочная предварительно на¬
 пряженная п]роввлока; 2 — рабочая арматура; 3—
 нижняя сварная сетка; 4 — верхняя сетка; 5 — свар¬
 ные каркасы; 6 — легкий бетон; 7 — тяжелый бетон. Расчет ригелей, балок и панелей сборных перекрытий произ¬
 водится по формулам и таблицам для изгибаемых элементов,
 рассмотренным в § 12 и 13. Но, в отличие от монолитных железо¬
 бетонных конструкций, сборные элементы перекрытий рассчиты¬
 вают на прочность и жесткость с учетом всех монтажных нагру¬
 зок, возникающих при распалубке, транспортировке и монтаже.
К'1 — / Г ■ 1 - _ • 1 -3 По М 74, 3980 I/ о <N а К-2 200 L к-з М-2 1 м-1 м-3 / J i« ■? “1 75, пой-а -у / —f t i f 3; H У к-г к *1 7 *&м о о to 5980 —i /60 /50 б 250 ПоШ-Ш \И 2
 zzri- t=t С-I 5400 II кз t=t л- 1- 520 ш! I I 1 11
 A-3j г-* ■ I „ c-1 -A-| О \ опт У u. / - , 250 т 6 , ?50_ М-5 Г*] IШ 2
 ■ ,1 |Й По{у-(7
 55 0 / Я-4- = М-4 /<-4 5400 Ш • « • • 5' О О <о 4025/?// | J?5Q[ ,| Рис. 125. Балки и ригели сборных перекрытий: а — с полкой внизу; б — с предварительно напряженной арматурой; в — с выступа»
 ми по бокам для опирания панелей; г — с полкой сверху и с дополнительной рабо¬
 чей арматурой сверху у опор для соединения с соседними ригелями в неразрезную
 конструкцию; / «=- рабочая арматура; 2 == монтажная; 3 г- поперечные стержни.
Ригели и балки бывают прямоугольного или таврового сече¬
 ния либо с выступами по бокам; на полки выступов укладывают
 панели перекрытий. По концам ригелей сверху и снизу преду¬
 смотрены стальные закладные листы для крепления к колоннам
 и консолям; вдоль ригеля сверху имеются закладные детали для
 крепления панелей перекрытий. Производственные здания испытывают значительные эксплуа¬
 тационные нагрузки, поэтому для них применяют более мощные
 сборные балочные или безбалочные конструкции перекрытий.
 Наиболее характерные сборные балочные перекрытия производ¬
 ственных зданий состоят из ригелей, по которым укладывают
 многопустотные или ребристые панели ребрами вниз (см. рис..
 103 и 104). Сборные безбалочные перекрытия состоят из отдельных:,
 укладываемых на колонны капителей, на которые опираются'
 панели перекрытий (см. рис. 120). Перекрытия снизу не имеют
 гладкой поверхности, что для промышленных зданий допуска¬
 ется. Перекрытия жилищно-гражданских зданий обязательно дол¬
 жны иметь гладкую лицевую поверхность потолка, при этом
 необходимо обеспечить надежную звукоизоляцию. Поверхность
 конструкций перекрытия выравнивают раствором во время мон¬
 тажных работ. Их соединяют между собой либо анкерами и на¬
 кладками, либо сваривая стальные закладные детали; стыки за-
 моноличивают раствором. При выборе и технико-экономической оценке той или иной
 конструкции перекрытия основными исходными показателями
 являются: стоимость и уровень индустриальности изготовления
 элементов, расход бетона и стали, сложность технологии изготов¬
 ления и монтажа сборных элементов, степень их заводской го¬
 товности. Этим требованиям наиболее полно отвечают сборные
 железобетонные перекрытия из крупных панелей полной завод¬
 ской готовности. Поэтому укрупнение сборных элементов в мас¬
 совом строительстве — одна из основных задач дальнейшего
 развития сборного железобетона. С целью более рационального использования существую¬
 щих механизмов различной грузоподъемности, а также учиты¬
 вая местные условия и объемы строительства, целесообраз¬
 но применять как крупные, так и мелкие панели (плиты) пере¬
 крытий. Ребристые панели сборных перекрытий отличаются просто¬
 той изготовления, требуют меньшего расхода бетона и в этом от¬
 ношении выгоднее многопустотных. Тем не менее перекрытия по ребристым панелям менее эконо¬
 мичны и более трудоемки, чем по многопустотным панелям,
 ввиду того, что сверху по ребрам приходится укладывать
 сплошной досчатый настил или железобетонные плиты. 9 0-1350 257
Многопустотные панели перекрытий с высокой степенью завод¬
 ской готовности являются наиболее индустриальными. Благода¬
 ря ровной верхней поверхности панелей не требуется досчатого
 основания под полы, что дает большую экономию древесины.
 Наличие гладкой нижней поверхности, подготовленной под шпак¬
 левку, позволяет применять эти панели в жилищно-гражданском
 строительстве (рис. 126). Эффективность конструкции (более Рис. 126. Детали перекрытия из многопустотных панелей: <а —* опирание на стены; б — опирание на балки или прогоны; в — стыки пане¬
 лей; г—примыкание панелей к стенкам; / — цементный раствор марки 100;
 -2 — картон; 3 — паркет на битумной мастике; 4 — шлакобетонная подготовка;
 5 — толь; 6 — звукоизоляционная прокладка; 7 — панель многопустотная;
 $ — шпаклевка. легкий вес, меньший расход бетона) обусловливается наличием
 пустот в виде продольных овальных или круглых отверстий. На участках опирания панелей на стены пустоты в их торцах
 заполняют бетоном марки не ниже 150. В панелях с овальными
 пустотами между ребрами предусмотрены вырезы в верхней пли¬
 те в пределах каждой пустоты. В этих местах отверстия запол¬
 няют специальными блоками, укладываемыми в раствор, за¬
 кладывают стеновыми материалами или замоноличивают бе¬
 тоном. Звукоизоляцию помещений обеспечивают защитой их
 от так называемого воздушного шума, передаваемого воздушной
 средой, и от ударного шума, передаваемого конструкцией пере¬
 крытия. Поэтому чем больше собственный вес перекрытия и
 меньше его воздухопроницаемость, тем больше его звукоизоли¬
 рующая способность. Чтобы оградить помещение от воздушного
 шума и обеспечить совместную работу смежных панелей, места
 стыков конопатят паклей или войлоком и плотно заполняют ра¬
 створом или бетоном марки не ниже 100. Для предотвращения
 трещин на потолке и улучшения звукоизоляции принимают фи- 258
гурную форму шва между панелями, что, кроме того, позволяет
 скрыть швы при затирке поверхности потолка. Защита от ударного шума и звукоизоляция сборных железо¬
 бетонных перекрытий с полами, уложенными непосредственно на
 панели, совершенно недостаточны для обеспечения нормального
 режима в помещениях жилищно-гражданских зданий. Уровень
 ударного шума, проходящего через такое перекрытие, превышает
 допускаемый нормами уровень громкости. Чтобы устранить этот
 недостаток, полы необходимо укладывать на упругом основании,
 выполняемом в виде сплошного звукоизоляционного слоя, засып¬
 ки или прокладок (см. рис. 126). Рекомендуется два основных типа полов, обес¬
 печивающих надежную звукоизоляцию от ударного шума — бес-
 пустотные и пустотные. Беспустотный пол состоит из сплошной
 упругой звукоизоляционной прокладки — плитных материалов
 или засыпки шлаком, укладываемых насухо на панели перекры¬
 тия. Для предотвращения пропитки звукоизоляции влагой или
 раствором, от чего она теряет свои звукоизоляционные свойства,
 при устройстве монолитной бетонной подготовки звукоизоляцию
 покрывают толью или гудроном. Лаги и плиты пустотных полов также укладывают на упругие
 прокладки. В практике проектирования и строительства применяются
 различные виды сборномонолитных перекрытий.
 Принцип устройства их одинаков. Все они состоят из ригелей
 или балок, по которым укладывают панели или настилы пере¬
 крытий. Между сборными элементами кладут сварные каркасы,
 а сверху над плитами — сварные сетки. После бетонирования
 слой монолитного бетона и дополнительная арматура объединя¬
 ют сборные элементы в одну цельную конструкцию, работаю¬
 щую как неразрезная. 6. ЛЕСТНИЦЫ Для сообщения между этажами устраивают сборные железо-
 бетонные лестницы, состоящие из лестничных маршей и площа¬
 док (рис. 127). Применяются также марши с боковыми ребра¬
 ми, выступающими вверх, марши в виде сплошной плиты с ров¬
 ной нижней плоскостью или с выступающими вниз ребрами —
 косоурами. Поверхность лестничных маршей и площадок долж¬
 на быть гладкой, подготовленной к шпаклевке. Сверху площад¬
 ки могут иметь мозаичный или ковровый керамический пол. Лестничные марши и площадки изготовляют из бетона мар¬
 ки 200—300, ребра армируют сварными каркасами, а плиты —
 сетками (табл. 31). Для полного использования ширины маршей
 устраивают боковое крепление перил. 9* 259
Рис. 127. Лестничные марши и площадки жилого дома: а — общий вид; б — армирование марша; в — то же, площадки; 1 ^ рабочая
 арматура; 2 — монтажная; 3 — поперечная.
Таблица 31 Лестничные марши
 и площадки
 для жилых помещений Марка пло¬
 щадки или
 марша Ширина изделия, мм Вес изде¬
 лия, кг Объем
 бетона, м* Вес стали, кг Количество и диаметр
 рабочей арматуры ребер ЛМ-28-11 1050 970 0.387 17,3 2014AII ЛП-22-16 1360 635 0,253 11,9 1012AIII+101OAIII ЛП-22-16® 1360 760 0,303 12,5 1012AIII + 1010AIII ЛП-22-14 1160 570 0.228 Н,7 1012AI11+1010AIII Примечания: 1. Бетон марки 200. 2. Изделия армируют сварными сетками и каркасами из холоднотянутой
 проволоки; рабочие стержни ребер маршей выполняют из стали A-II, а ребер
 площадок — из стали класса A-III. 3. Нормативная полезная нагрузка 300 кгс/м2. 4. Серия ИИ-03-02. Жилищно-гражданские здания, альбом 19Б. Иногда лестницы монтируют из мелких элементов — подко-
 соурных балок, косоуров и отдельных ступеней. Такие лестницы
 неиндустриальны и неэкономичны. Глава VIII ОДНОЭТАЖНЫЕ ПРОМЫШЛЕННЫЕ ЗДАНИЯ § 24. Основы проектирования В промышленном строительстве Советского Союза и за рубе¬
 жом широко распространены одноэтажные производственные
 здания, сплошной застройки с внутренними водостоками и есте¬
 ственным освещением через устраиваемые в покрытии фонари.
 Эти здания компонуются из прямоугольных блоков-секций с
 параллельно расположенными пролетами одинаковой высоты.
 В таких зданиях конфигурация покрытий однообразна, а высота
 пролетов постоянна и поэтому они в наибольшей степени отве- 261
чают требованиям унификации конструкций и индустриализации
 строительства. На базе принятой в СССР единой модульной системы созда¬
 ны типовые секции одноэтажных промышленных зданий,
 собираемые из взаимосвязанных унифицированных конструкций fJSUAU Зи б Рис. 128. Одноэтажные промышленные здания: а — типовые секции; б — сочетания секций. и изделий. С целью сокращения количества типоразмеров сбор¬
 ных элементов для основных параметров зданий введены укруп¬
 ненные модули. Шаг колонн и пролеты зданий принимают кратными 6 м, а
 при размерах пролетов до 18 м они могут быть кратными 3 м.
 Пролеты зданий 6, 9, 12, 15, 18, 24, 30, 36 м, а шаг колонн — 6 или
 12 м (рис. 128). В зданиях с мостовыми кранами номинальная
 высота от пола до головки подкранового рельса принята кратной
 2 м и может составлять 6, 8, 10, 12, 14 м. В зданиях без мостовых
 кранов расстояние от пола до низа несущих конструкций прини¬
 мается кратным 1 м. Для одноэтажных производственных зданий применяют¬
 ся двускатные и односкатные секции со световыми фонарями или
 без фонарей, с мостовыми кранами или без них (см. рис. 128, а).
 Сочетанием этих типовых секций создаются разновидности кон¬
 структивных схем промышленных зданий (см. рис. 128,6). Одно¬
 этажные промышленные здания решают в виде плоских или про- 262
странственных конструктивных схем, перекрываемых разнооб¬
 разными оболочками. Разновидностью плоских систем конструкций являются рам¬
 ные или арочные. В арочных системах основные поперечные кон¬
 струкции изготовляют в виде арок, опирающихся на специаль¬
 ные опоры или непосредственно на фундаменты. Рамные системы (см. рис. 128) состоят из плоских попереч¬
 ных и продольных рам с защемленными в фундаментах колонна- Рис. 129. Поперечный разрез одноэтажного промышленного
 здания: 1 — фундаменты; 2 — колонны; 3 — панели стен; 4 —- фермы покрытия; 5 — блоки фонаря; 6 — панели покрытия, 7 — подкрановые балки; 8 —»
 "мостовые краны. ми, на которые опираются балки или фермы со световыми или
 аэрационными фонарями и панелями покрытия. По консолям ко¬
 лонн укладывают подкрановые балки, а снаружи к колоннам
 крепят панели стен (рис. 129). Все сборные железобетонные эле¬
 менты здания соединяются при помощи электросварки стальных
 закладных деталей. Балки и фермы, как правило, крепят к ко¬
 лоннам шарнирно, но применяются также и жесткие крепления.
 Чтобы обеспечить совместную пространственную работу всех
 конструкций здания, панели покрытия тоже приваривают к бал¬
 кам или фермам, а зазоры между ними замоноличивают бетоном
 или раствором. В основу планировки одноэтажных промышленных зданий по¬
 ложена сетка разбивочных осей (рис. 130,6). Пролеты перекры¬
 вают типовыми балками или фермами, а пространство между ни¬
 ми— плитами покрытий размерами 6X3 или 12X3 м. Оси
 обозначают: слева направо арабскими цифрами, снизу вверх —
 заглавными буквами русского алфавита. В местах пересечения
 осей устанавливают колонны. Центры тяжести сечений средних
 колонн в верхней их части должны совпадать с точками пересе¬ 263
чения разбивочных осей здания. Крайние колонны привязывают
 к разбивочным осям внешними гранями, а иногда их смещают
 наружу на 250 или 500 мм. Колонны торцовых рядов и рядов у
 температурных швов смещают от поперечных разбивочных осей
 на 500 мм. В зданиях, оборудованных электрическими мостовыми крана¬
 ми грузоподъемностью от 5 до 50 г, расстояние от продольных рч I 1 l7«rtVJ Г r-f—rxir^-irgir-ll г ©“ 500 тгь кж №Т”И ft Ц-Ц И А Ц){Ц // 500 500 /2 500 12000
 15000
 18000
 24000
 30000
 36000 600, ,500 <b 6000 Рис. 130. Одноэтажное промышленное здание: а — продольный разрез; б — план; / — фундаменты; 2 — колонны; 5 — подкрановые
 балки; 4 — фермы или балки покрытия; 5 — рамы фонаря; 6— панели покры¬
 тия; 7 — вертикальные связи колонн; ,8 — распорки по верху колонн; 9 — распорки по
 верху ферм или балок; 10 — вертикальные связи ферм и фонарей; 11 — мостовой
 кран; 12 — стена. разбивочных осей до осей подкрановых рельсов принимается по
 750 мм. Для промышленных зданий и сооружений массового
 строительства применяются типовые унифицированные сборные
 железобетонные изделия и конструкции, утвержденные Госстро¬
 ем СССР (см, табл. 32—38). 264
Пространственная жесткость и устойчивость одноэтажных
 каркасных зданий, как указывалось выше, обеспечивается попе¬
 речными и продольными рамами. Кроме того, для повышения
 пространственной жесткости предусматривается система верти¬
 кальных и горизонтальных связей. При давлении ветра на торцы здания и при торможении кра¬
 нов возникают действующие вдоль здания горизонтальные на¬
 грузки, которые должны быть восприняты продольными рамами. Чтобы повысить жесткость продольных рам, между колонна¬
 ми в каждом продольном ряду в середине или по краям темпера¬
 турных блоков устанавливают вертикальные связи жесткости,
 выполняемые из уголков, а по верху колонн вдоль всего здания
 в каждом ряду ставят распорки (см. рис. 130, а). Распорки обес¬
 печивают совместную работу конструкций здания и предотвра¬
 щают самостоятельное смещение верхних концов колонн. Чтобы предупредить продольное смещение элементов покры¬
 тия, укладываемого по прогонам (оно возникает вследствие гиб¬
 кости балок или ферм), в крайних поперечных пролетах темпе¬
 ратурных блоков по их верхнему и нижнему поясам, а также по
 элементам фонаря ставят горизонтальные связи жесткости из
 уголков. Жесткость беспрогонных покрытий обеспечивается при¬
 варкой плит к балкам или фермам, поэтому горизонтальные
 связи ставят здесь только под фонарями крайних пролетов.
 Верхние пояса балок или ферм посередине связывают распор¬
 ками или тяжами (см. рис. 130,а). Кроме того, в крайних пролетах между фермами, у опор и в
 плоскости остекления фонарей ставят вертикальные связи. § 25. Фундаментные и обвязочные балки Фундаменты под колонны одноэтажных промышленных зда¬
 ний выполняют так, как изложено в § 18. Фундаментные балки укладывают под самонесущие стены. Они воспринимают нагрузки от стен и передают их на фунда¬
 менты (рис. 131). Фундаментные балки укладывают непосредст¬
 венно на уступы фундаментов или бетонные столбики, устанав¬
 ливаемые на уступах, а при большой глубине заложения фунда¬
 ментов — на консоли колонн. Верхнюю грань балок располагают на 50 мм ниже уровня по¬
 ла в помещении и на 100 мм выше отмостки вокруг здания. По¬
 верх балок укладывают гидроизоляцию. На поверхности земли вокруг здания устраивают отмостку
 или тротуар с водонепроницаемым основанием или глиняным
 замком для предупреждения попадания' влаги под балки. Что¬
 бы защитить балки от деформаций, возникающих при замерза¬
 нии пучинистых грунтов, и предотвратить промерзание пола
 вдоль стен, под балки подсыпают шлак или песок. 265
Фундаментные балки могут быть прямоугольного, таврового
 или трапециевидного сечения. Сборные балки типа ФБ и пред¬
 варительно напряженные типа ФБН имеют тавровое сечение (см.
 рис. 131, а) высотой 400 мм; фундаментные балки типа БФ —
 симметричное трапециевидное сечение высотой 450 мм. Ширина ПоН
 Бф
 400и 520 200(250для 52Q)\ > Шжт 711 |_1
 f О ^ Уровень попа | г“- I Ф10Д1 0>10й1 2Ф25ДВ Рис. 131. Фундаментные балки: а — сечение; б — опирание, в — армирование. сечения фундаментных балок сверху принимается равной 300,
 400 и 520 мм в зависимости от толщины стены (табл. 32). Обвязочные балки применяют при самонесущих стенах; они
 связывают наружные колонны между собой, передают на них
 нагрузку от стен и одновременно служат перемычками (рис. 132).
 Обвязочные балки имеют прямоугольное сечение без выступа
 или с выступом в нижней зоне. Их укладывают на консоли ко¬
 лонн и прикрепляют к колоннам приваркой накладок к заклад¬
 ным деталям или прижимными болтами; болты располагают ме¬
 жду торцами балок. Фундаментные и обвязочные балки изготовляют из бетона
 марки 200 или 300 и армируют плоскими сварными каркасами
 (см. рис. 131, в и 132,в) из горячекатаной стали периодического
 профиля классов A-II или A-III. Для верхних и поперечных стер¬
 жней допускается применение стали класса А-I. Поперечная 266
Л ^ аблица 32 Балки фундаментные S X Os 53 К а К со Я О Расчетные S i *5 со О X <L> sr X * ч о & ХО S ч Л & хо усилия Количе¬
 ство и 4 ^
 2 2 5 н о €> я оз £ а> о со УО 2 ь а СО я: М, Тс-м диаметр Матер» ТОЛЩИ] стены, СО о ^ о, со £ С я Н & 0) <1) ХО «* О 3 о а> «X rw>
 CQ ьг а со £ Q. Гг стержней Выс( ны, Нал] окон Для стен, вынесенных за грани колонн; I = 5950 мм БФ-1 III 3,20 1,23 85 200 10,5 22,0 2028AII к-51 9 БФ-2 III 3,20 1,23 133 200 18,0 20,0 4028AII к-51 9 О БФ-3 II 2,44 0,94 73 200 8,0 18,0 2025AII к-38 9 — БФ-4 II 2,44 0,94 112 200 14,0 17,0 4025AII к-38 9 0 БФ-5 I 1,74 0,67 57 200 5,0 15,0 202OAII к-25 9 — БФ-6 I 1,74 0,67 85 200 9,0 11,0 2028AII к-25 9 О БФ-7 II 2,44 0,94 53 200 6,5 15,0 4014АИ 6-40 9 — БФ-8 II 2,44 0,94 84 200 11,0 14,0 4022AII 6-40 9 0 БФ-9 I 1,74 0,67 31 200 3,5 9,0 2016AII 6-20 9 — БФ-10 I 1,74 0,67 73 200 8,5 11,0 2025AII 6-20 9 0 БФ-11 III 3,20 1,23 95 300 10,0 35,0 2028AII к-51 15 — 2032AII БФ-12 III 3,20 1,23 196 300 26,0 31,0 +2036AII к-51 15 0 БФ-13 II 2,44 0,94 73 300 8.0 25,0 2025AII к-38 15 — БФ-14 II 2,44 0,94 133 300 18,5 23,0 4028AII к-38 15 0 БФ-15* I 1,74 0,67 113 300 6,0 18,0 202OAII к-25 15 — БФ-16 I 1,74 0,67 113 300 12,5 17,0 2032AII к-25 51 0 Для стен, расположен ных . между колоннами; 1 *= 5350 мм БФ-22 II 2,18 0,84 52 200 5,0 13,0 J202OAII 6-40 9 \2025AII БФ-26 II 2,18 0,84 94 200 19,0 14,5 2025AII 6-40 9 0 БФ-27 I 1,56 0,60 24 200 3,0 9,0 2016AII 6-20 9 — БФ-28 I 1,56 0,60 67 200 7,5 10,0 2025AII 6-20 9 о БФ-29 II 2,18 0,84 52 300 5,5 24,5 202OAII к-38 15 — БФ-30 II 2,18 0,84 187 300 26,0 27,5 4036AII к-38 15 0 БФ-31 I 1,56 0,60 34 300 3,5 15,5 2016AII к-25 15 — J2025AII БФ-32 II 2,18 0,84 113 300 7,0 19,0 \+2028АП к-25 15 0 Для стен между колоннами у температурных швов; / = 5050 мм БФ-37 II 2,08 0.80 44 300 4,5 23,0 2018AII к-38 15 БФ-38 II 2,08 0,80 ИЗ 300 23,0 25,0 2036AII к-38 15 БФ-39 I 1,84 0,57 32 300 3,5 14,5 2016AII к-25 15 БФ-40 I 1,48 0,57 ИЗ 300 14,5 18,0 20 36AII к-25 15 Примечания: 1. Основная рабочая арматура — из стали класса A-II. 2. Принятые сокращения: б — бетонные камни, к — кирпич, о — окна. 3. Серия КЭ-01-15. Одноэтажные производственные здания. 267
арматура — из обыкновенной холоднотянутой проволоки В-1.
 Фундаментные и обвязочные балки могут иметь также предвари¬
 тельно напряженную стержневую арматуру из стали класса A-IV
 или арматуру из холоднотянутой высокопрочной проволоки B-II
 или Вр-П. Расчет фундаментных и обвязочных балок выполняют два¬
 жды: для периода строительства и эксплуатации здания. По И 200 250 а * 360 гО0х2 300xt4 6 QiOfil oiofll 925/1]! Рис. 132. Обвязочные балки: о — сечение; б — крепление к колоннам; в — армирование* На монтажную нагрузку в период строительства здания бал¬
 ки рассчитывают как свободно лежащие на двух опорах и вос¬
 принимающие нагрузки от свежеуложенной кладки высотой в !/з
 пролета, но не менее 2 м. При расчетах балок для периода эксплуатации возможны два
 варианта. Если стена имеет два проема, то балку рассчитывают
 как разрезную с учетом веса всей кладки, остекления, перепле¬
 тов и собственного веса балки. Если стена сплошная и с одним
 проемом, расположенным посередине пролета, то учитывают две
 силы, действующие по концам балки и равные опорным реакци¬
 ям от веса стены и собственного веса балки. § 26. Стены Стены бывают несущие, самонесущие и навесные. Несущие
 стены для большинства промышленных зданий не применяются
 вследствие больших нагрузок от покрытия, значительной высоты
 помещений и наличия кранового оборудования. 268
Наиболее приемлемы для промышленных зданий самонесу¬
 щие, опирающиеся на фундаментные балки, стены, которые кре¬
 пят к колоннам с помощью гибких связей. При сплошном остек¬
 лении целесообразно применение навесных панелей, приваривае¬
 мых к колоннам каркаса, что исключает их самостоятельные
 вертикальные смещения. Крупнопанельные стены монтируют либо из одних только го¬
 ризонтальных панелей или в сочетании их с вертикальными
 (рис. 133). Во втором случае вертикальные панели образуют про¬
 стенки между окнами, а горизонтальные — цоколь, междуэтаж¬
 ные и карнизные пояса. Крупноразмерные стеновые панели изготовляют длиной 6 м
 и высотой 1,2 м\ размер панелей для парапетов и фронтонов тор¬
 цовых стен 6 X 0,6 м. Для стен неотапливаемых зданий применя¬
 ют ребристые железобетонные крупноразмерные панели; их изго¬
 товляют без утеплителя и устанавливают ребристой поверхно¬
 стью внутрь здания (рис. 134, а). Если необходимо внутри
 помещения иметь гладкую поверхность стены, пространство
 между ребрами заполняют шлакобетоном. Ребристые железобетонные панели стен изготовляют из бето¬
 на марки 200 и армируют сварными сетками из холоднотянутой
 проволоки В-I, а в ребрах размещают сварные каркасы из арма¬
 туры периодического профиля классов A-II или А-III; высота
 продольных ребер — 200 и 250 мм. Для стен отапливаемых зданий применяют слоистые и одно¬
 слойные панели. Слоистые панели стен представляют собой те 'О 1
 §1 § I а § 6000 6000 а 6000 Рис. 133. Членение стен промышленных зданий на панели: а — горизонтальные; б — горизонтальные и вертикальные. же железобетонные ребристые панели, но с утеплителем, уло¬
 женным между ребрами или по гладкой поверхности (см.
 рис. 134, б, в). Утеплитель покрывают фактурным слоем цемент¬
 ного раствора толщиной 20 мм. Утеплителем служат различные
 теплоизоляционные материалы объемным весом 400—600 кгс/м3
 (пенобетон, газобетон, пеносиликат и др.)* 269
Железобетонную плиту ребристой стеновой панели армируют
 сетками из холоднотянутой арматурной проволоки В-I, а реб¬
 ра — плоскими сварными каркасами. Рис. 134. Конструкции стеновых панелей: а — неутепленная; б — утепленная со стороны ребер; в — утепленная снаружи;
 г—из ячеистого или легкого бетона; 1—крупноразмерная ребристая панель; 2 — '
 колонна; 3 — наружная фактура; 4 — отделочный слой; 5 г- утеплитель. Однослойные крупноразмерные панели стен изготовляют из
 легких или ячеистых бетонов прочностью не менее 50 кгс/см2.
 Для таких стеновых панелей целесообразно применять пенобе¬
 тон объемным весом 800—900 кгс/м3, что дает возможность при
 расчетной температуре наружного воздуха 30° принимать их тол¬
 щину до 200 мм. Плоскости этих панелей имеют защитный слой
 из бетона марки 200 с арматурными сетками из обыкновенной
 холоднотянутой проволоки. Стеновые панели устанавливают на цементном растворе, ко¬
 торым заполняют также и вертикальные швы между ними. Что¬
 бы обеспечить устойчивость самонесущих стен, их крепят к за¬
 кладным элементам колонн сваркой специальных стальных бол¬
 тов или анкерами, обеспечивающими независимые деформации
 стен и колонн (рис. 135). Детали крепления стеновых железобетонных панелей и окон¬
 ных коробок к колоннам состоят из болта и приваренной к не¬
 му полосы со штырем на конце. Полосу укладывают в горизон¬
 тальный шов между двумя панелями или оконными железобе¬
 тонными коробками, а штырь помещают в отверстия ребер (см.
 рис. 135,6). Болт пропускают через коротыш уголка, приварен¬
 ного к закладным деталям колонны или балки. 270
Стальные детали крепления однослойных стеновых панелей
 состоят из круглого анкера диаметром 14 мм, имеющего нарез¬
 ку с одной стороны и крюк с другой. Анкеры крюками цепляют я в Рис. 135. Детали крупнопанельных стен: а — из армопенобетонных панелей; б — из ребристых железобетон*
 ных панелей; / — фермы или балки; 2— колонны; 3 — стеновые пане*
 ли; 4 — болты; 5 — полоса со штырем, за петли панелей, а другим концом пропускают через опорные
 уголки, приваренные к закладным деталям колонн (рис. 135,а).
 Применяются и другие типы крепления. 271
Стеновые блоки для одноэтажных промышленных зданий из¬
 готовляют из легких или ячеистых бетонов или силикатной сме¬
 си. Блоки бывают разной толщины — 200, 250, 300 400 и 500 иш,
 их номинальная высота— 1,2 и 0,6 ж, длина— 1, 1,5, 2 и 3 м.
 Вес таких блоков не превышает 4 т. Крепление их осуществляет¬
 ся приваркой к закладным деталям колонн анкеров, зажатых
 между блоками. § 27. Колонны Основными несущими элементами железобетонного каркаса
 промышленных зданий являются колонны,, фундаменты, конст¬
 рукции покрытия, подкрановые балки и связи жесткости. Для зданий, не оборудованных мостовыми кранами, приме¬
 няются прямые, Т-образные и Г-образные колонны прямоуголь¬
 ного сечения (рис. 136,а); для зданий с мостовыми кранами —
 колонны прямоугольного сечения с консолями или двухветвевые
 колонны (см. рис. 136,6). Размеры колонн определяют расчетом. Кроме того, исходят
 из условий удобного опирания двух подкрановых балок на кон- LX □ □ / 2 Рис. 136. Типы колонн: а — для бескрановых зданий; б — для зданий о кранами; / — колонны крайних рядов; 2 — колонны средних рядов.. соль колонны: ширину сечений колонн, несущих крановую на¬
 грузку до 30 т включительно, принимают не менее 400 мм, а свы¬
 ше 30 г — не менее 500 мм. Расчет и конструирование колонн
 производят по общим правилам проектирования центрально и
 внецентренно сжатых железобетонных элементов (см. § 14 и 15).
 Усилия, действующие в сечениях колонн, находят статическим 272
расчетом, пользуясь расчетными схемами, формулами и табли¬
 цами, приведенными в справочной литературе. Помимо этого,
 колонны рассчитывают на усилия, возникающие при их транспор¬
 тировке и монтаже. Расчетные усилия принимают такими, как
 для однопролетной балки с одной или двумя консолями, загру¬
 женной равномерно распределенной нагрузкой от собственного
 веса. Вследствие того, что в расчетах сечений внецентренно сжатых
 колонн различные по знаку изгибающие моменты имеют близ¬
 кие значения, их следует армировать симметрично (см. рис. 70).
 Для сборных колонн бескрановых зданий применяют плоские
 сварные каркасы, которые при помощи электросварки собирают
 в пространственные. Колонны, несущие нагрузки от мостовых
 кранов, армируют вязаными каркасами. Двухветвевые колонны являются рациональными и эконо¬
 мичными только для высоких зданий с большими пролетами и
 значительными нагрузками от мостовых кранов. Обычно подкра¬
 новые балки располагают по осям ветвей колонн, благодаря че¬
 му колонны работают преимущественно на центральное сжатие,
 что дает возможность уменьшить их сечение и снизить расход бе¬
 тона и арматуры. Совместная работа двух ветвей обеспечивается
 железобетонными распорками (рис. 137, а). Колонны прямоугольного сечения рациональны и экономичны
 для одноэтажных промышленных зданий пролетом до 30 м и с
 мостовыми кранами грузоподъемностью до 30 т. Колонны дву¬
 таврового сечения согласно последним инструкциям применять
 не рекомендуется. Фермы и балки покрытий опираются на оголовки колонн, на
 которых при необходимости опирания на них подкрановых ба¬
 лок устраивают консоли. Стеновые панели опираются на высту¬
 пающие из колонн стальные закладные элементы. Унифицированные колонны (табл. 33) изготовляют на заво¬
 дах или приобъектных полигонах из бетона марки 200, 300 или
 400. Для продольной рабочей арматуры применяют гарячеката-
 ную сталь периодического профиля классов A-II или A-III, а для
 хомутов—сталь класса А-I (см. рис. 137). К колоннам привари¬
 вают опорные листы и анкеры из стали марки Ст. 3 для крепления
 балок или ферм покрытия и подкрановых балок. Кроме того, ко¬
 лонны продольных наружных рядов имеют по высоте через каж¬
 дые 1200 мм стальные закладные детали для крепления к ним
 стеновых блоков или панелей. Для выверки по разбивочным осям на всех гранях колонн,
 а также на двух боковых гранях каждой консоли наносят верти¬
 кальные риски в виде канавок глубиной по 5 мм. Заглубление
 колонн от уровня чистого пола принимается 1550 мм. При необ¬
 ходимости большего заглубления колонны следует удлинить или 27а
выполнить фундаменты с приподнятыми стаканами. Поперечные
 температурные швы устраивают, устанавливая рядом две ко¬
 лонны в фундаменты с двумя стаканами. По И
 402ОДШ Рис 137. Армирование колонн одноэтажных промышленных зданий: а—двухветвевой (для кранов грузоподъемностью 50 т); б—прямоуголь¬
 ного сечения (для кранов грузоподъемностью 30 т). Консоли бывают длинные и короткие. Короткие имеют длину
 /< 0,9 h0 (рис. 138), при длине более 0,9 h0 консоли называются
 длинными. Расчет и конструирование консолей производят по
 правилам проектирования изгибаемых элементов (см. § 12 и 13). 274
Рис. 138. Армирование коротких консолей: а — наклонными хомутами при Л< 2,5 с,; б — отогнутыми
 стержнями и горизонтальными хомутами при Л > 2,5 с,.
кин Таблица 33 КПН-1 KIIH-3 KIIH-5 КПН-7 KIIH-9 KIIH-11 KIIH-13 KIIH-15 Крайние колонны 5 5 или Ю
 5 или 10
 5 или 10
 15 или 20
 15 или 20
 30
 30 8800 11200 11600 13200 11600 13600 12000 14000 5800 8000 7800 10000 7800 9800 7800 9800 3000 3200 3800 3200 3800 3800 4200 4200 600 600 600 800 800 800 8С0 800 400 400 400 400 400 400 380 380 1,97 2,54 2,59 3,76 3,16 3,8 3,19 3,83 189 255
 284
 300 256
 318
 295
 359 Средние колонны 4.9 6.4 6.5 9.4 7.9 9.5
 8 9.6 KIIH-2 5 8800 5800 3000 600 600 2,5 261 6,3 KIIH-4 5 или 10 11200 8000 3200 600 600 3,17 346 7,9 KIIH-6 5 или 10 11600 7800 3800 600 600 3,26 375 8,2 KIIH-8 5 или 10 13200 10000 3200 800 600 4,35 392 10,9 3800 9,5 KII -Ю 15 или 20 11600 7800 3800 800 600 3,79 416 KIIH-12 15 или 20 13600 9800 3800 800 600 4,43 462 11,1 KIIH-14 30 12000 7800 4200 800 600 3,89 492 9,7 KIIH-16 30 14000 9800 4200 800 600 4,53 529 11,3 200 200 200 200 200 200 200 200 200 200 200 200 300 300 300 300 Примечания: 1. Колонны армируют вязаными каркасами с продоль¬
 ной рабочей арматурой из стали класса A-III. 2. Ветровая нагрузка принята для 1 географического района. 3. Колонны предназначены для зданий с мостовыми кранами при трех
 и более пролетах до 24 м включительно при покрытии из крупнопанельных
 плит для случая применения фундаментов с отметкой верха 0,15 м, выполняе¬
 мых при нулевом цикле производства работ; шаг колонн 6 м. 4. Расчетная нагрузка от покрытия <7макс = 670 кгс/м2; <7МИН = 1’95 кгс/м2. 5. Серия КЭ-01-09, выпуск 2. Одноэтажные производственные здания. Размеры сечения коротких консолей определяют из условия Q < mRpbhoi + 7 tg у, (253) 276
где b, h0u z и M — соответственно ширина, высота, плечо вну¬
 тренней пары сил и изгибающий момент в
 вертикальном сечении; 7 —угол наклона к горизонту сжатой грани кон¬
 соли, принимаемый не более 45°;
 т— коэффициент условий работы консоли: при
 специальных кранах с тяжелым режимом
 работы т = 1, при обычных кранах с тяже¬
 лым и средним режимом т = 1,6, при кра¬
 нах с легким режимом т = 2,2. Короткие консоли высотой в месте их примыкания к колонне
 h < 2,5с\ армируют наклонными хомутами (см. рис. 138, а). При
 h > 2,5ci короткие консоли армируют отогнутыми стержнями и
 горизонтальными хомутами (см. рис. 138, б). Во время эксплуатации зданий в консолях сверху возникают
 растягивающие усилия, а внизу — сжимающие, поэтому сверху
 их армируют горизонтальной рабочей арматурой, воспринимаю¬
 щей растягивающие напряжения. Для восприятия поперечных,
 сил в консолях укладывают наклонные хомуты или отгибают
 сверху вниз под углом 45° часть горизонтальной арматуры. Ди¬
 аметры отогнутых стержней принимают не более 25 мм и не бо¬
 лее длины отгибов /0. Отогнутую рабочую арматуру коротких консолей связывают
 горизонтальными хомутами диаметром 6—10 мм. Расстояние
 между горизонтальными или наклонными хомутами должна
 быть-не более 150 мм и не более 0,25 h. При конструировании консолей необходимо обеспечить на¬
 дежную анкеровку рабочей арматуры и жесткость узлов в мес¬
 тах присоединения консолей к колоннам. Для этого отогнутые
 стержни доводят до нижней наклонной поверхности консоли, пе¬
 регибают и углубляют в колонну на расстояние не менее 15 d~
 Вертикальную арматуру снизу доводят до верха консоли и про¬
 пускают в надколонник, а арматуру надколонника пропускают
 в консоль на глубину не менее 30 d. Суммарное сечение отгибов и наклонных хомутов консоли,
 проходящих через верхнюю половину (0,5 k) ее наклонного сече¬
 ния длиной /2, должно быть не менее 0,002 bh0 и не менее 0 „0.15 Д„Ц: f. + f,.—д. * , (254) а где b и ho — ширина и рабочая высота сечения консоли в месте
 примыкания к колонне;
 а — угол наклона отгибов или хомутов к горизонту;
 С2 — С\ + 0,3/to (см. рис. 138) (здесь С\ — расстоя¬
 ние от оси нагрузки до грани колонны внизу кон¬
 соли). 277
§ 28. Подкрановые балки Подкрановые балки применяют для укладки путей под мо¬
 стовые краны. Они бывают сборные и монолитные, таврового
 и двутаврового сечения, предварительно напряженные и из обыч¬
 ного железобетона. Сборные подкрановые балки выполняют разрезными. Выбор
 типа и марки балок зависит от грузоподъемности м,остовых кра¬
 нов и пролета здания; предпочтение следует отдавать балкам из
 предварительно напряженного железобетона. Марки балок обозначают шифром, состоящим из буквенных
 и цифровых индексов, например: Б — балка, К — крановая, Н —
 напряженная, 6 или 12—оптимальная длина балки в метрах, 1, 2, 3,... — несущая способность, С — средняя балка, К — край¬
 няя (табл. 34). Таблица 34 Подкрановые балки Марка балки Высота Ши¬ рина Вес Объем Вес ста¬ Марка Грузопо¬ сечения, сече¬ бал¬ бето¬ ли, кг бетона дъемность мм ния, мм ки, Т на, ж3 крана, Т Пролет
 здания, м Балки подкрановые предварительно напряженные серии КЭ-01 -04, выпуск 1 и 2 БКН6-1С
 БКН6-1К
 БКН6-2С
 БКН6-2К
 БКН6-ЗС
 БКН6-ЗК
 БКН6-4С
 БКН6-4К
 БКН6-5С
 БКН6-5К
 БКН6-6С
 БКН6-6К
 БКН6-7С
 БКН6-7К
 БКН12-1С
 Б КН-12-1К
 БКН12-2С
 БКН12-2К
 БКН12-ЗС
 БКН12-ЗК 800 210 3,3 1,32 146 158 300 5 12- -18 800 210 3,3 1,32 179 192 300 {?0 21- 12- -30 -18 800 210 з,з 1.32 209 222 400 10 21- -24 1000 200 4,2 1,66 287 311 400 |15 120 12- 12- -24 -15 1000 200 4,2 1,66 320 346 400 {15 (20 27- 18- -30 -24 1000 200 4,2 1,66 497 526 400 /20 \30 27- 12- -30 -18 1000 200 4,2 1,66 598 628 400 30 21- -30 1200 250 11,5 4,6 554 585 300 5 12- -24 1200 250 11,5 4,6 723 753 400 {?0 21- 12- -30 -24 1200 250 11,5 4,6 891 922 400 {й 27- 12- -30 -24 278
Продолжение табл. 34 Марка балки Высота сечения, мм Ши- рина сече¬ ния, мм Вес
 бал¬
 ки, Т Объем
 бето¬
 на, м3 Вес ста¬
 ли, кг Марка бетона Грузопо¬
 дъемность
 крана, Г Пролет
 здания, . Бали БК-1К БК-1С БК-2К БК-2С БК-ЗК БК-ЗС БК-4К БК-4С БК-5К БК-5С БК-6К БК-6С :ы подкра 800 800 1000 1000 1000 1000 новые 250 250 300 300 300 300 желез 3.6 3.6 4.95 4.95 4.95
 4,9 обепго.( 1.42 1.42 1.98 1.99 1.98 1.98 шые с ерш 264 252 309 297 330 316 360 347 390 376 460 466 и КЭ-01-0, 200 200 200 200 200 200 3, выпуск 5 10 15 20 15 20 15 20 20 1 12—24 12—24 12—24 12-15 27 18—24 30 27 30 Примечания: 1. Балки типа БКН имеют стержневую предваритель¬
 но напряженную арматуру из стали класса A-III. 2. Балки типа БК армируют вязаными каркасами с рабочей арматурой
 из стали класса A-II и хомутами из стали класса A-I. 3. Балки БКН-С и БК-С укладывают у средних пролетов, а балки
 БКН-К и БК-К— у крайних пролетов и у температурного шва. 4. Балки для кранов грузоподъемностью 5—30 т при шаге колонн 6
 и 12 м. С целью унификации и типизации конструкций для всех под¬
 крановых балок основные размеры принимаются постоянными.
 Например, под краны грузоподъемностью до 30 т включительно
 высота сечения тавровых балок может быть 800, 1000 и 1200 мм>
 ширина полки 570 мм, толщина полки 120 и 150 мм, ширина реб¬
 ра 200, 250 и 300 мм. Сборные подкрановые балки из обычного железобетона име¬
 ют тавровое сечение; применяются под краны грузоподъемно¬
 стью до 20 т включительно при шаге колонн 6 м (рис. 139, а).
 Эти балки изготовляют из бетона марки 200 или 300 и армиру¬
 ют вязаными каркасами из горячекатаной стали периодичес¬
 кого профиля класса A-II. Сварные каркасы, вследствие боль¬
 ших пульсирующих нагрузок, и низколегированную сталь класса
 A-III, из-за возможности значительного раскрытия трещин, для
 армирования таких балок применять не рекомендуется. Сборные предварительно напряженные подкрановые балки
 имеют тавровое или двутавровое сечение; применяются под мо¬
 стовые краны грузоподъемностью до 50 т при шаге колонн б и
 12 м (см. рис. 139, б, в). Эти балки изготовляют из бетона марки
 300, 400 или 500 жесткой консистенции на быстротвердеющих
 цементах. 27»
/I 08/?Т; шаг 250 % оо д 5950 08Я$, шаг 250 7<йШН § & 6(228 йИ ПоН 570 Ь по §-§
 650 2016 ЙШй
 с4 » « § азГ 200 '2®36АМЬ Рис. 139. Армирование подкрановых балок: л — ненапрягаемой арматуры; б — предварительно напряженными стержнями; в — пуч«
 «сами из высокопрочной проволоки» «* — сечения подкрановых балок.
В качестве напрягаемой арматуры подкрановых балок при¬
 меняют стержни периодического / профиля из горячекатаной ста¬
 ли, холоднотянутую высокопрочную проволоку, проволочные пря¬
 ди или пучки, согласно табл. 11. Для балок пролетом 12 м наи¬
 более целесообразно применять пучки из высокопрочной прово¬
 локи (см. рис. 139, в), Рис. 140. Крепление подкрановых балок к колоннам: 1 — колонна; 2 — подкрановая балка; 3 — закладные детали; 4 — бетон за-
 моноличивания; 5 — стальные накладки (только для балок из обычного
 железобетона); 6 — монтажные болты. В этом случае двутавровое сечение балок является наиболее
 экономичным и достаточно жестким. Армирование выполняют
 так, как указано в главе И. Каркасы ненапрягаемой арматуры изготовляют из стали
 классов A-I, A-II, A-III. Чтобы избежать местного перена¬
 пряжения при передаче усилий предварительного натяжения ар¬
 матуры на бетон, в зоне опорных, узлов укладывают дополни¬
 тельную поперечную арматуру. По сравнению с балками из
 обычного железобетона предварительно напряженные подкрано¬
 вые балки обладают необходимой для конструкций с пульсирую¬ 281
щей нагрузкой трещиностойкостью. На их изготовление расхо¬
 дуется меньше стали. Подкрановые балки к консолям крепят сваркой закладных
 опорных листов, а к надколоннику — вертикально поставленны¬
 ми стальными накладками, привариваемыми к закладным дета¬
 лям колонн и подкрановых балок (рис. 140). Сборные подкрано¬
 вые балки из обычного железобетона на опорах соединяют меж¬
 ду собой, приваривая стальные
 накладки к закладным частям
 балок. Такая стыковка способ"
 ствует уменьшению раскрытия
 трещин в растянутой зоне, ко¬
 торые могут появиться с тече¬
 нием времени. В предваритель¬
 но напряженных балках эти
 конструктивные связи над опо¬
 рами не ставят. Пространство между бал¬
 ками и колонной, а также за¬
 зоры между торцами балок
 заполняют бетоном марки 200
 на мелком щебне. Крановый путь крепят к
 подкрановым балкам, исполь¬
 зуя болты, изогнутые петли и
 специальные крюки (рис. 141).
 Для пропуска болтов в полках балок через каждые 750 мм пред¬
 усмотрены отверстия, образуемые газовыми трубками, устанав¬
 ливаемыми при бетонировании. Звено кранового пути состоит из пакета, в который входят
 рельс, швеллер и деревянные антисептированные брусья, влаж¬
 ностью не более 15%. Назначение брусьев — уменьшать мест¬
 ные напряжения в бетоне от давления колес крана. Под рельсы
 кранов грузоподъемностью 5—10 т кладут сосновые упругие про¬
 кладки, под 15—20 т — буковые, под 30 г — дубовые. Во время монтажа подкранового пути пакеты размещают на
 временных подкладках. Рельсы крепят крюками и выверяют их,
 а затем под брусья подливают бетон марки 300 на мелком щеб¬
 не с добавлением стальных волос диаметром 0,5—1 мм и длиной
 около 100 мм. После затвердения бетона временные подкладки
 удаляют, а их места заполняют бетоном. Для кранов грузоподъемностью 50 г в качестве упругих про¬
 кладок используют резину, прессованную древесину, твердые
 древесно-волокнистые плиты. В этом случае в швеллер уклады¬
 вают стальные сетки и заливают бетоном марки 400; рельсы к
 швеллеру и к балке крепят специальными лапками. Расчет подкрановых балок производят с учетом подвижной Рис. 141. Устройство кранового пути
 для кранов грузоподъемностью
 5—30 т: 1 — швеллер; 2 — крюки; 3 — петли из
 полосовой стали; 4 — болты. 282
системы грузов; балки рассматривают как свободно лежащие
 на двух опорах. Постоянной равномерно распределенной нагруз¬
 кой является собственный вес балки и кранового пути. Времен¬
 ная нагрузка состоит из вертикального давления колес кранов
 и горизонтальной силы, возникающей при торможении движу¬
 щихся по мосту крана тележек. Поэтому балки рассчитывают в
 вертикальной и горизонтальной плоскостях. Чтобы рассчитать подкрановые балки, строят линии вли¬
 яния М и Q для каждого из рассматриваемых сечений, вычерчи¬
 вают огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил»
 а по их значениям подбирают сечения балок (см. § 12 и 13). В
 расчет вводят коэффициенты динамичности и перегрузки. Кроме расчета на прочность, подкрановые балки рассчиты¬
 вают на жесткость, трещиностойкость и выносливость. § 29. Балки покрытии В качестве несущих элементов покрытий одноэтажных про¬
 мышленных зданий применяются предварительно напряженные
 железобетонные балки, фермы, арки и тонкостенные простран¬
 ственные конструкции. В районах, где изготовление предвари¬
 тельно напряженных конструкций не освоено, применяют кон¬
 струкции покрытий с обычной ненапрягаемой арматурой. Ис¬
 пользование того или иного элемента покрытий обосновывается
 технико-экономическим расчетом. Балки с обычной ненапрягаемой арматурой предназначены
 для пролетов 6, 9, 12, и 15 м (рис. 142). Эти балки таврового се¬
 чения, бывают двускатные и односкатные; их изготовляют из бе¬
 тона марки 200 или 300. Продольная рабочая арматура балок —
 из горячекатаной стали периодического профиля класса A-II в
 виде пакета стержней, расположенных друг над другом и соеди¬
 ненных электросваркой через каждые 0,8—1 м. Поперечная ар¬
 матура балок состоит из гнутых разомкнутых сверху У-образных
 хомутов, скрепленных продольными конструктивными стержня¬
 ми 06 AI. Внутрь открытых хомутов вниз, в растянутую зону,
 укладывают пакеты рабочих стержней. Вследствие этого умень¬
 шается толщина ребер балок (до 100 мм), расход бетона и вес
 балок. Полки балок армируют сварными каркасами. Предварительно напряженные балки покрытий (табл. 35)
 предназначены для пролетов 6, 9, 12, 15, 18 и 24 м (рис. 143).
 Фактическая длина балок на 50 мм меньше перекрываемого про¬
 лета. Эти балки бывают двускатные и односкатные, цельные и
 составные, двутавровые (чаще) и тавровые. Их изготовляют из
 бетона марки 300, 400 или 500. Для перекрытий небольших про¬
 летов (6 и 9 м) применяют балки таврового сечения. Внизу, в растянутой зоне балок, укладывают продольную
 рабочую предварительно напряженную арматуру из высокопроч- 283
ной проволоки Bp-II или B-II, проволочных прядей, пучков или
 стержней из горячекатаной стали классов A-IV или А-Шв
 (см. § 8). В зависимости от конструкции балки натяжение арма¬
 туры можно производить на упоры до укладки бетона или на
 бетон после его затвердения. Рис. 142. Балки покрытий с обычным армированием: а — общий вид; б — армирование. Высота сечений двутавровых балок посередине пролета со¬
 ставляет Vю—V16 их длины, а односкатных — V12 и Vie/. Вы¬
 соту сечения балок над опорами рекомендуется принимать 800 мм,
 а уклон верхнего пояса — V12. Для обеспечения устойчивости
 балок при транспортировке и монтаже ширина их верхних
 полок должна быть Vso—Чбок размеры сечений нижних полок
 для удобного размещения напрягаемой арматуры — 200—250 мм. Цельные предварительно напряженные двускатные и одно¬
 скатные балки покрытий (см. табл. 35) более экономичны и ин-
 дустриальны, чем составные, поэтому их используют в качестве
 типовых конструкций (см. рис. 143, в, г, д). Внизу, в растянутой
 зоне балок, перед укладкой бетона предварительно напряжен¬
 ную рабочую арматуру натягивают на упоры. Стенки балок ар¬
 мируют плоскими сварными каркасами. Над опорами, а иногда
 и в пролетах, стенки балок имеют вертикальные ребра жестко¬
 сти, армированные дополнительной поперечной арматурой. Тол¬
 щина стенок — 60 мм при бетонировании балок плашмя и
 80 мм — при бетонировании в вертикальном положении. Составные балки, собираемые из ненапрягаемых или пред¬
 варительно напряженных блоков двутаврового сечения, приме¬
 няют тогда, когда невозможно или нецелесообразно применение
 цельных балок. 284
Таблица 35 Предварительно напряженные
 балки покрытий Марка балки Ьх ММ Вес Объем fj АА Марка Расчетные нагрузки бал¬ бето¬ D 0С Ъг ки, Т на,
 м» ста¬
 ли, кг бетона от покрытия,
 кгс/м* от подвесного
 транспорта,
 Т Балки, армированные высокопрочной проволокой Вр-П
 периодического профиля по ГОСТу 8480 — 57 Б1-12-1
 Б1 -12-2
 Б1-12-3
 Б1-15-1
 Б1-15-2
 Б1-15-3
 Б1-18-1
 Б1-18-2
 Б1-18-3
 Б1-24-1
 Б1-24-2
 Б1-24-3
 Б1-24-4 12000 12000 12000 15000 15000 15000 18000 18000 18000 24000 24000 24000 24000 280 280 280 320 320 320 320 400 400 400 400 400 400 170 170 170 170 240 280 240 280 280 240 280 280 280 4.1 4.1 4.1
 5,5
 5,9
 6,0 7.1 7.7 7.7
 11,7
 12,0
 12,0
 12,0 1.65 1.65 1.65
 2,20
 2,35
 2,42
 2,84 3.07 3.07
 4,67 4.78 4.78 4.78 87 108 139 145 210 258 230 358 422 396 464 564 624 400 400 400 400 400 400 400 400 500 400 500 500 500 350 350 550 350 350 550 350 350 550 350 450 550 550 (550) 2 по 3,9 2 по 3,9 (550) 2 по 3,9 2 по 3,9 (550) 3 по 3,9 3 по 3,9 Балки со стержневой арматурой класса A-IV Б4-12-1 12000 280 170 4,1 1,65 127 400 350 Б4-12-2 12000 280 170 4,1 1,65 153 400 350 (550) 2 по 3.9 Б4-12-3 12000 280 170 4,1 1.65 197 400 550 2 по 3,9 Б4-15-1 15000 320 170 5,5 2,20 219 400 350 Б4-15-2 15000 320 240 5,9 2,35 301 400 350 (550) 2 по 3,9 Б4-15-3 15000 320 240 5,9 2,35 373 400 550 2 по 3,9 Б4-18-1 18000 320 240 7,1 2,84 341 400 350 Б4-18-2 18000 400 240 7,5 2,98 474 400 350 (550) 3 по 3,9 Б4-18-3 18000 400 280 7,7 3,7 583 500 550 3 по 3,9 Б4-24-1 24000 400 240 11,7 4,67 604 400 350 Б4-24-2 24000 400 280 12,0 4,78 735 400 450 Б4-24-3 24000 400 280 12,0 4,78 884 500 550 Б4-24-4 24000 400 280 12,0 4,78 1054 500 550 Примечания: 1. Балки для шага колонн 6 м. 2. При отсутствии подвесного транспорта принимается нагрузка, указан¬
 ная в скобках. 3. В расчетную нагрузку собственный вес балки не включен. 4. Серия ПК-01-06, вып. 3, 6, 7. Одноэтажные производственные здания. 285
д Рис. 143. Предварительно напряженные балки покрытий: а — составная из ненапрягаемых блоков; б—составная из блоков с непрерывным арми¬
 рованием; в — цельная типовая балка; г — армирование цельной балки; д — варианты
 раамещения арматуры в сечениях; 1 — предварительно напряженная арматура; 2 — про¬
 дольная ненапрягаемая арматура; 3 — хомуты полок; 4 ** поперечная арматура.
Составные предварительно напряженные балки из ненапряга-
 емых двутавровых блоков длиной 3 м (см. рис. 143, а) применяют
 при недостаточно механизированных полигонах и строительстве
 в труднодоступных районах, куда легче доставить малогабарит¬
 ные части сборных конструкций. Эти балки собирают в верти¬
 кальном положении из блоков, соединяемых приваркой сталь¬
 ных накладок. Зазоры между блоками заполняют цементным
 раствором или цементным тестом марки 500. После затвердения
 цемента через каналы в нижнем поясе пропускают стержневую
 или пучковую арматуру и натягивают ее гидравлическими дом¬
 кратами с передачей усилий на бетон. Затем в каналы подается
 под давлением раствор или цементное тесто. Этот процесс, на¬
 зываемый инъектированием, обеспечивает монолитную связь ар¬
 матуры с бетоном и предохраняет от коррозии. Составные предварительно напряженные балки с непрерыв¬
 ным армированием состоят из двух-трех блоков длиной по 6 или
 9 м (см. рис. 143, б). Блоки изготовляют на специальных пово¬
 ротных столах, где производится непрерывное натяжение на упо¬
 ры высокопрочной проволоки, идущей в различных направле¬
 ниях. Вследствие этого бетон, после укладки и затвердения,
 получает двустороннее обжатие, что улучшает условия работы ба¬
 лок и дает экономию стали. Балки из блоков с непрерывным ар¬
 мированием собирают, сваривая стальные закладные элементы. Балки покрытий рассчитывают как изгибаемые элементы,
 свободно лежащие на двух опорах и воспринимающие распреде¬
 ленную нагрузку от собственного веса и сосредоточенную — от ре¬
 бер панелей, стоек фонарей и подвесного транспорта. Если со¬
 средоточенных сил больше четырех, нагрузку считают равномер¬
 но распределенной. Нормальные сечения рассчитывают там, где эпюра изгибаю¬
 щих моментов имеет максимальные значения (см. рис. 35). В за¬
 висимости от конструктивной схемы покрытия, для двускатных
 балок с равномерно распределенной нагрузкой рассчитываемые
 нормальные сечения могут быть под стойками фонаря, посереди¬
 не пролета или на расстоянии 0,3—0,4 /. Требуемое количество
 продольной рабочей арматуры растянутой зоны определяют рас¬
 четом нормальных сечений на прочность и трещиностойкость па
 величине максимального изгибающего момента М. Наклонные сечения рассчитывают там, где эпюра поперечных
 сил является максимальной. Требуемое количество поперечной
 арматуры, укладываемой вертикально в стенках балок, опреде¬
 ляют расчетом наклонных сечений на прочность и трещиностой¬
 кость по величине максимальных поперечных сил Q. В среднем
 пролете балок поперечные силы намного меньше, чем в крайних,
 поэтому здесь меньше поперечной арматуры, а в стенке иногда
 устраивают отверстия для уменьшения расхода бетона и веса
 балок. 287
§ 30. Фермы и арки 1. ФЕРМЫ Для несущих конструкций покрытий одноэтажных промыш¬
 ленных зданий пролетами 18, 24, 30 и 36 м применяются цельные
 и сборные — состоящие из двух полуферм — предварительно на¬
 пряженные железобетонные фермы. В случае необходимости
 и при специальном технико-экономическом обосновании исполь¬
 зуют обычные железобетонные фермы с ненапрягаемой арма¬
 турой. Шпренгельные фермы для пролетов 12, 15 и 18 м собирают из
 двух тавровых железобетонных балок верхнего пояса, двух
 стоек и стального нижнего пояса (рис. 144, а). Эти фермы прос¬
 ты в изготовлении, имеют малый вес; их составные части нетруд¬
 но доставить к месту строительства и собрать при наличии толь¬
 ко средств малой механизации. Но они неиндустриальны и тре¬
 буют значительного расхода стали, применять их поэтому не
 рекомендуется. Обычные железобетонные фермы с ненапрягаемой арматурой
 в конструкциях покрытий используют лишь в исключительных
 случаях. Эти фермы бывают цельные и составные, собираемые
 из блоков длиной по 6 ж или полуферм (см. рис. 144,б, в).
 В практике строительства применялись полигональные фермы
 и фермы с ломаным железобетонным и иногда стальным нижним
 поясом. Конструктивные схемы этих ненапрягаемых и предвари¬
 тельно напряженных ферм одинаковы. Предварительно напряженные железобетонные фермы по¬
 крытий (табл. 36) обычно бывают сегментные и полигональные.
 Полигональные (см. рис. 144, в) неэкономичны и используются
 редко. Сегментные имеют наиболее рациональное очертание, яв¬
 ляются экономичными и приняты в качестве типовых конструк¬
 ций для массового промышленного строительства (см. рис.
 144, г, д). Сегментные фермы имеют ломаный или криволинейный
 верхний пояс. Фермы с прямолинейными участками верхнего пояса длиной
 по 3 м воспринимают нагрузку от ребер панелей покрытия в
 узлах, от чего в верхнем поясе возникает только осевое сжатие
 (см. рис. 144, б, в, г). Криволинейные панели верхнего пояса длиной по б м воспри¬
 нимают внеузловую нагрузку от ребер панелей покрытия (см.
 рис. 144,<?). Возникающие здесь изгибающие моменты уменьша¬
 ются криволинейным верхним поясом, который вследствие вне¬
 центренного сжатия изгибается в направлении, противополож¬
 ном действующим нагрузкам. Сегментные фермы с криволиней¬
 ным верхним поясом называются арочными. Сегментные арочные фермы имеют небольшую высоту на опо¬
 рах; их решетка испытывает незначительные усилия и поэтому 288
Рис. 144. Железобетонные фермы: а — шпренгельная; б — составная из блоков / = 6 м; в — полигональная составная на
 двух полуферм; г — сегментная, с прямолинейным верхним поясом; д — сегментная
 (арочная) с криволинейным верхним поясом; 1 — предварительно напряженная арма*
 тура; 2 — стальной нижний пояс<
Таблица 36 ФСЦ6-1В Предварительно напряженные
 сегментные фермы ФСЦб-2* ФССб'ЭО Марка фермы Вес Объем Вес сз сз фермы. бето¬ стали, * я
 CL О Т на, м8 кг 00 л! << <и
 < 10 Расчетная нагрузка ФШ6-18-1 ФСЫ6-18-2 ФСИ6-18-3 ФС116-18-4 ФСИ6-18-5 ФСИ6-24-1 ФСП6-24-2 ФСИ6-24-3 ФС116-24-4 ФСЫ6-24-5 4.3 4.3 4.8 4.8 4.8 8.8
 8,8 Ю 10 Ю 1.72 1.72 1.9 1.9 1.9 3.5 3.5
 4 4 4 338 350 433 391 445 621 621 689 766 799 300 400 300 400 400 300 400 400 400 500 Пучковая арматура
 нижнего пояса от по¬
 кры¬
 тия, кгс/ м2 от подвесного
 транспорта, Т фермы 2 по 13 0 5BII 350 2 по 15 0 5BII 450 - 4 по 10 0 5BII 550 4 по 10 0 5BII 450 3 по 3,9 4 по 110 5BII 550 3 по 3,9 4 по 12 0 5BII 350 4 по 12 0 5BII 450 . 4 по 14 0 5BII 550 - 4 по 16 0 5BII 450 4 по 3,9 4 по 18 0 5BII 550 4 по 3,9 Составные фермы (из двух предварительно напряженных половин) ФСС6-30-1 15,2 6,08 1041 300 ФСС6-30-2 15,2 6,08 1067 400 ФСС6-30-3 15,2 6,08 1243 400 ФСС6-30-4 17 6,76 1219 400 ФСС6-30-5 17 6,76 1216 500 Напрягаемая
 арматура в ниж¬
 нем поясе полу-
 ферм 350 450 450 550 550 Примечание. Серия ПК-01-27, вып. 1—IV. Одноэтажные производ¬
 ственные здания. размеры ее сечений малы. В результате снижается вес ферм и
 уменьшается высота стен здания. Элементы поясов и решетки
 ферм — прямоугольного сечения одинаковой ширины. Высота железобетонных ферм посередине составляет от 1/7 до
 1 /9 величины их пролета /. Ширина сечения верхнего пояса цель¬
 ных ферм принимается от V70 До 7во /, составных — от 7юо до Vl50 I- Предварительно напряженные железобетонные фермы уста¬
 навливают с шагом б и 12 м. Фермы обозначают марками, со¬
 стоящими из буквенных индексов и трех чисел, указывающих
 шаг колонн, перекрываемый пролет и несущую способность. На¬
 пример, ФАС6-24-3 означает: Ф — ферма, А — арочная, С — со¬
 ставная, предназначена для установки по колоннам, подстро¬
 пильным балкам или фермам через 6 ж, ее пролет — 24 м, несу- 290
щая способность — 3-я, чему соответствует расчетная нагрузка
 от покрытия величиной 550 кгс/м2. Маркировка необходима для
 удобства ведения проектных и монтажных работ. г Рис. 145. Предварительно напряженная сегментная ферма: 1—сварные каркасы; 2— пучки напрягаемой арматуры; 3 — сварные сетки; 4 — закладные детали* Чтобы все балки и фермы над опорами имели одинаковую
 высоту, а также для уменьшения уклонов кровли, над опорными
 узлами сегментных ферм предусматриваются монолитно связан¬
 ные с ними столбики высотой по 800 мм (рис. 145). Фермы изготовляют из бетона марки 300, 400 или 500; у них
 высокий процент армирования, что обеспечивает снижение 291
расхода бетона и собственного веса ферм. Во всех элементах
 ферм укладывают сварные каркасы из горячекатаной стали
 классов А-I, A-II или A-III. В нижнем растянутом поясе, а иног¬
 да и в краиних нисходящих раскосах, располагают предвари¬
 тельно напряженную высокопрочную холоднотянутую проволоку
 Ьр-П или B-II, проволочные пряди, пучки или стержни из горя¬
 чекатаной стали классов A-IV, А-Шв и другие (см. табл. 11). / 30000 Рис. 146. Сегментная ферма из линейных элементов: а — схема; б — узлы соединения линейных элементов; 1 — нижний предва¬
 рительно напряженный пояс; 2 — линейные элементы верхнего пояса; 3 —
 линейные элементы решетки; 4 — места сварки арматуры; 5 — стыки.. Натяжение арматуры производят домкратами или электро¬
 термическим способом — на упоры, перед укладкой бетона, или
 на затвердевший бетон. При натяжении аматуры на бетон в ка¬
 налы под давлением подается раствор марки 500. Напрягаемую
 арматуру составных ферм располагают в каждой полуферме
 отдельно или пропускают на всю длину фермы. Стыки составных ферм в верхнем и в нижнем поясах выпол¬
 няют приваркой стальных накладок к закладным деталям полу-
 ферм. Зазоры, образовавшиеся при стыковании полуферм, запол¬
 няют раствором или бетоном на мелком щебне. Фермы изготовляют на длинных или коротких стендах либо
 в специальных формах. Для снижения трудоемкости работ при
 изготовлении ферм рекомендуется организовать раздельное фор¬
 мование линейных элементов поясов и решетки, из которых пос¬ 292
ле собирают монолитные фермы. Если арматуру натягивают на
 упоры, нижний пояс всегда должен быть цельным. Линейные эле¬
 менты ферм по концам имеют обнаженную арматуру, которую
 сваривают затем в узлах перед бетонированием (рис. 146). Узлы
 ферм проектируют и выполняют так, чтобы осевые линии поясов
 и решетки центрировались в каждом узле в одной точке. По
 контуру узлов ферм укладывают специальные стержни, кото¬
 рые соединяют дополнительными хомутами (см. рис. 145 и 146).
 Опорные узлы усиливают сварными сетками. В узлах верхнего пояса фермы промышленных зданий вое*
 принимают собственный вес и нагрузки от покрытия. В узлах
 нижнего пояса могут быть нагрузки от подвесного транспорта
 в виде трех-четырех сосредоточенных грузов-по 5 т. Определение
 усилий в элементах железобетонных ферм производят, исходя
 из предположения шарнирного их соединения в узлах. Верхний
 пояс рассчитывают по формулам центрального сжатия или сжа¬
 тия при изгибе, нижний — по формулам центрального растяже¬
 ния (на прочность и трещиностойкость). Если есть внеузловые
 нагрузки, то верхний пояс фермы рассматривают как неразрез¬
 ную балку с опорами в узлах. Железобетонные фермы рассчитывают также на усилия, воз¬
 никающие при их изготовлении, транспортировке и монтаже. 2. АРКИ Для несущих конструкций покрытий применяются также арки.
 Арки бывают бесшарнирные, двухшарнирные и трехшарнирные
 (рис. 147, а). Наиболее выгодно такое очертание арки, при ко¬
 тором ее ось максимально приближается к кривой давления
 конкретно взятой нагрузки. Арочные покрытия встречаются в
 виде гладких безреберных сводов или ребристых арочных систем,
 их целесообразно применять при пролетах более 18 м. Затяжки
 и подвески арок бывают железобетонные или металлические. Еще недавно арочные железобетонные конструкции делали
 только монолитными. Монолитные арки применяли
 в конструкциях коротких цилиндрических оболочек пролетом 12,
 15 и 18 м, возводимых в инвентарной подвижной опалубке. В це¬
 лях унификации внутреннего очертания оболочки для всех ука¬
 занных выше трех пролетов принят единый радиус кривизны —
 15 м (см. рис. 147,б). Ребра арки армируют сварными каркасами с несимметричной
 арматурой, а оболочку — сетками. Затяжку арок изготовляют из
 двух швеллеров, подвески — из круглых стержней. Сборные железобетонные арки состоят из бло¬
 ков двутаврового сечения, затяжки и подвесок. Для получения
 жесткой связи сборных элементов устраивают стальные стыки
 (см. рис. 147, в). 293
По сборным железобетонным аркам укладывают крупнопа*
 нельные плиты покрытия так же, как и по фермам. Статический расчет арок производят по общим
 правилам строительной механики, а подбор сечений верхнего поя¬
 са — по правилам проектирования внецентренно сжатых эле¬ ментов. Предварительно напряженную затяжку рассчитывают по
 формулам центрально растянутых элементов, принимая, что все
 растягивающие усилия воспринимает арматура. Если шаг колонн одноэтажных промышленных зданий состав¬
 ляет 12 м, то может быть два варианта решения несущих конст¬
 рукций покрытия. Чаще всего по балкам и фермам, устанавли¬
 ваемым непосредственно на колонны, укладывают крупнораз¬
 мерные панели покрытия длиной 12 м. Рис. 147. Железобетонные арки: а — схемы бесшарнирной, двухшарнирной и трехшарнирной арок; б — мо*
 нолитная; в — предварительно напряженная, собираемая из блоков дву-
 таврового сечения; / — блоки; 2 — затяжки; 3 — подвески. 3. ПОДСТРОПИЛЬНЫЕ БАЛКИ И ФЕРМЫ
В других случаях вдоль здания на колонны укладывают под¬
 стропильные балки или фермы, а на них— над колоннами и по¬
 середине пролетов—балки, фермы или арки покрытия с плита¬
 ми длиной б м. Типовые подстропильные балки и фермы изготовляют из бе¬
 тона марки 400 или 500 и армируют пучками высокопрочной про¬
 волоки, натягиваемыми на затвердевший бетон. Подстропильные предварительно напряженные балки Марка балки Длина
 балки lt.
 мм Расход материалов
 на 1 балку Марка бетона Вес
 балки, Т Нормативная
 сосредото¬
 ченная на¬
 грузка, Т бетона, ж» стали, кг ПБН-1 11 940 3,53 392 8,8 ПБН-1К 11 770 3,47 398 8,7 оо ПБН-2 11 940 3,53 417 8,8 ПБН-2К 11 770 3,47 423 8,7 ПБН-3 И 940 3,53 442 8,8 ПБН-ЗК 11 770 3,47 449 8,7 ПБН-4 И 940 3,53 527 400 8,8 А7 ПБН-4К И 770 3,47 534 8,7 О/ ПБН-5 11 940 3,53 565 8,8 7Я ПБН-5К И 770 3,47 571 8,7 / о ПБН-6 11 940 3,93 608 9,8 оо ПБН-6К 11 770 3,86 615 9,7 оо ПБН-7 11 940 3,93 658 9,8 104 ПБН-7К 11 770 3,86 666 9,7 1 \JO Примечания: 1. Балки предназначаются для покрытий крановых и
 бескрановых пролетов 12—30 м и шагом колонн по внутренним рядам 12 м. 2. Балки с индексом К предназначаются для крайних пролетов и про¬
 летов у температурного шва. 3. Балки армируют пучками из углеродистой высокопрочной гладкой
 проволоки, сварными каркасами из стали периодического профиля класса A-III
 и гладкой стали класса A-I. 4. Серия ПК-01-17. Для одноэтажных бескрановых зданий пролетами 12, 15 и
 18 м применяют подстропильные балки двутаврового сечения с
 параллельными поясами (рис. 148, а). Здесь балки или фермы
 покрытия опираются на консольные уширения нижней полки
 подстропильной конструкции. Треугольные подстропильные балки двутаврового сечения
 (табл. 37) используют для .монтажа промышленных зданий 295
(с кранами или без них), имеющих пролеты от 12 до 30 м (см.
 рис. 148,6). Балки или фермы покрытия опираются на верхний
 пояс подстропильной балки. Подстропильные фермы в нижнем растянутом поясе и в ра¬
 стянутых раскосах имеют предварительно напряженную армату- Рис. 148. Подстропильные конструкции: а, б — балки; в — ферма: /—вертикальные каркасы; 2 — горизонтальныеI 3 — предварительно напряжен¬
 ные пучки; 4 — площадки для опирания балок или ферм покрытия. ру (см. рис. 148,б). Конструкции покрытия — балки или фер¬
 мы — опираются на нижний пояс подстропильных ферм. Если шаг колонн равен 6 му то балки, фермы и арки опира¬
 ются непосредственно на колонны. 296
Опирание балок, ферм и арок на колонны, подстропильные
 балки или фермы осуществляется при помощи стальных опорных
 листов, предусмотренных в этих конструкциях (рис. 149). Поло¬
 жение балок, ферм и арок покрытия на опорах фиксируется вы¬
 пускаемыми из колонн или подстропильных конструкций анкер¬
 ными болтами. Установив несущие конструкции покрытия, про- Рис. 149. Опирание и крепление балок и ферм покрытия на
 колонны: 1 — балка или ферма; 2 — колонны; 3 — анкерные болты; 4 — шайбы; 5
 гайки; 6, 7 — опорные листы; 8 — места сварки. пускают анкерные болты сквозь вырезы в опорных листах и
 закрепляют гайками с большими шайбами. Для всех видов ба¬
 лок, ферм и арок шаг анкерных болтов унифицирован и состав¬
 ляет 260 или 360 мм. При монтаже балки, фермы и арки покрытия, независимо от
 болтового крепления, приваривают к опорным листам колонн,
 подстропильных балок или подстропильных ферм. В местах опи-
 рания балок разной высоты для выравнивания кровли устанавли¬
 вают стальные столики. 0-1350 ,29?
4. ФОНАРИ Для освещения удаленных от окон помещений и аэрации про¬
 изводственных зданий по балкам и фермам покрытия устраива¬
 ют фонари. При пролетах до 18 м ширина фонаря составляет п /50 200 О Рис. 150. Световые фонари: а»- каркасы из типовых элементов; б — то же, из стоек и плит; в **■ то же, из
 бортовых панелей и плит; г — конструкции узлов; / — стойка; 2 — плита по¬
 крытия; 3—бортовая панель; 4 — типовые элементы каркаса; 5 — утеплитель:
 6 —г кровельная сталь; 7 =- доски илн брусья; 8 — переплеты фонаря. 298
6 jm, а при больших пролетах— 12 м. Фонари располагают вдоль
 зданий; их оборудуют наружными или внутренними водосто¬
 ками. Каркасы световых фонарей — железобетонные или сталь¬
 ные. Железобетонный каркас собирают из типовых элементов
 (рис. 150, а) или из жестко защемленных внизу стоек с приварен¬
 ными к ним сверху панелями покрытия (см. рис. 150,6). Для
 обеспечения поперечной жесткости таких фонарей между стой¬
 ками ставят стальные связи. Наиболее индустриальными являются фонари, состоящие из
 крупных вертикальных панелей-блоков, включающих в себя
 нижнюю и верхнюю бортовые стенки, стойки и переплеты (см.
 рис. 150, в). По бортовым панелям укладывают панели покрытия.
 Эти фонари пока еще не получили широкого распространения в
 строительстве. Крепление стоек и сборных типовых элементов каркаса фо¬
 наря, панелей покрытия, бортовых панелей и деталей для навес¬
 ки переплетов осуществляется при помощи сварных стальных
 закладных деталей или анкерных болтов. Ограждающие конст¬
 рукции фонарей принимают те же, что и на других участках по¬
 крытия (см. рис. 150,г). Для железобетонных и стальных карка¬
 сов фонарей ограждающие конструкции, бортовые стенки и пе¬
 реплеты в принципе выполняются одинаково, а утепленные и
 неутепленные покрытия фонарей различаются между собой на¬
 личием или отсутствием утеплителя. § 31. Плиты и панели покрытий В качестве ограждающих конструкций покрытий одноэтаж¬
 ных производственных зданий в течение многих лет применяли
 железобетонные, армоцементные, армопенобетонные и асбесто¬
 цементные мелкие плиты шириной 0,5 и длиной не более 3 м
 (рис. 151. а). Эти плиты укладывают по железобетонным
 прогонам, опирающимся на балки или фермы покрытий, и при¬
 варивают к ним электросваркой (см. рис. 151,6). Для покрытий промышленных зданий помимо прогонной при¬
 нята беспрогонная система конструкций. Конструкции покрытий
 по прогонам требуют большого расхода стали, малоиндустриаль*
 ны и трудоемки в изготовлении и монтаже, поэтому их применя¬
 ют только в том случае, если невозможно или нерациональ¬
 но применять беспрогонные покрытия и крупноразмерные па¬
 нели. Прогоны покрытий имеют тавровое, трапецеидальное или
 пустотелое сечение. Прогоны изготовляют из обычного или пред¬
 варительно напряженного железобетона. Прогоны таврового
 сечения выполняют с наклонными уступами на опорах, чем до¬ 299
стигается большая устойчивость и возможность уменьшить
 строительную высоту покрытий. Крупноразмерные панели (плиты) покрытий укладывают без
 прогонов непосредственно по балкам или фермам. Беспрогонные
 покрытия в наибольшей степени отвечают требованиям инду¬
 стриализации строительства, применение их дает экономию ста- Рис. 151. Детали покрытий мелкими плитами: о — плиты и прогон; б — детали крепления прогонов; 1 — балка или
 ферма; 2 — уголок-фиксатор; 3 — прогон; 4 — закладные детали; 5 —
 плита ребристая; 6 — плита армоцементная; 7 — плита из ячеистого
 бетона. ли, сокращает сроки, снижает трудоемкость строительства. Наи¬
 больший эффект дает применение предварительно напряженных
 панелей покрытия. Крупноразмерные панели покрытий совмещают несущие и
 ограждающие функции. Для создания пространственной жест¬
 кости покрытий панели крепят электросваркой к верхнему поя¬
 су балок или ферм, приваривая каждую не менее чем в трех уг¬
 лах. Таким образом, в каждом месте опирания четырех панелей
 одна из них, укладываемая последней, обычно не крепится свар¬
 кой. Швы между панелями заполняют бетоном на мелком гра¬
 вии или раствором марки не ниже 200. При таком креплении
 связи жесткости не ставят. о О ' б 300
Площадь опирания панели определяют расчетом на местное
 смятие ребра. При опирании на железобетонные конструкции
 минимальная ширина опор ребер с каждой стороны составляет 80 мм. Крупноразмерные панели покрытий с обычной и предвари¬
 тельно напряженной арматурой в принципе имеют одно и то же
 конструктивное решение и размеры (табл. 38). Они состоят из
 продольных и поперечных ребер, на которых лежит монолитно
 связанная с ними тонкая плита (рис. 152). При длине панелей
 6 м высота сечений их продольных ребер составляет 300 мм, а
 при длине 12 м — 450 мм. При ширине панели 3 м ее плита опи¬
 рается на устраиваемые через 1 м поперечные ребра высотой
 150 мм\ в этом случае она является балочной и имеет толщину
 25 мм. При ширине панелей 1,5 м поперечные ребра имеют высо¬
 ту 140 мм и располагаются также через 1,5 м, поэтому здесь пли¬
 та опирается по контуру и имеет толщину 30 мм. Торцовые по¬
 перечные ребра принимают более мощными по сравнению с про¬
 межуточными. Плиты панелей армируют сварными сетками из обыкновенной
 холоднотянутой проволоки В-I, а в ребрах укладывают плоские
 сварные каркасы с рабочей арматурой из горячекатаной стали
 периодического профиля класса A-II. Сетки и каркасы изготов¬
 ляют при помощи точечной сварки. Предварительно напряжен¬
 ная арматура может быть стержневой, из горячекатаной стали
 периодического профиля или из высокопрочной проволоки; она
 применяется согласно § 8 и табл. 11. Крупноразмерные панели покрытий изготовляют из бетона
 марки 200, 300, 400 и 500. Марки панелей покрытия обозначены в виде дроби. Буквен¬
 ный индекс в числителе указывает вид панели и принятую рабо¬
 чую арматуру продольных ребер, цифра — ее номер, соответству¬
 ющий предельной несущей способности; в знаменателе — номи¬
 нальные размеры панели в плане. Панели длиной 12 м изготовляют только с предварительно
 напряженной арматурой, а арматура 6-метровых панелей может
 быть без предварительного напряжения. Приопорные участ¬
 ки продольных ребер армируют плоскими сварными карка¬
 сами. Для крепления панелей к несущим конструкциям покрытия по
 концам продольных ребер предусмотрены стальные закладные
 детали из уголков 75 X 6 мм длиной 100 мм с приваренными к
 ним анкерами. Закладные детали, кроме того, служат для предо¬
 хранения торцов ребер панелей от разрушения при передаче уси¬
 лий предварительного напряжения на бетон. Проемы в панелях, если необходимо пропустить через кровлю
 различного рода трубопроводы и вентиляционные каналы, уст¬
 раивают между ребрами. В панелях шириной 3 м размеры прое- 301
мов не должны превышать 800 X 2500 мм. На участке проема
 полку панели рекомендуется делать на 50 мм толще и армиро¬
 вать сварной сеткой. Отверстия (проемы) бывают прямоугольной
 или круглой в плане формы. по1-1
 300 200' 25 О и см . ПоШ-Ч
 I ч Ось
 симметрии —---41 б Рис. 152. Крупноразмерные плиты покрытий производственных
 зданий: а —общий вид и разрезы’» б—с предварительно напряженной армату-
 рой; в —- с обычной арматурой; 1 — предварительно напряженная армату¬
 ра; 2 — ненапрягаемая арматура; 3 сетка полки; 4 — каркасы; 5 —
 приопорная сетка. Армопенобетонные панели в отличие от железобетонных
 являются одновременно и несущим, и теплоизоляционным эле¬
 ментом, поэтому их применяют в бесчердачных покрытиях ота- 302
Таблица 38 fl°~ 1 fcw$»Wo4~l47oJ*i5i5-A _ и—<#70 ——
 По&Щ98оТ 38ol gw т 960 Т/0251 Предварительно напряженные
 плиты покрытий Марка плиты Серия Вес плиты, Т Объем
 бетон а,
 м* Вес стали, кг Марка бетона Напря¬ гаемая арма¬ тура Нагрузка. кгс/м * норма¬ тивная расчет¬ ная ПСБ-1/1,5x6 ПК-01-73 1,43 0,57 29,4 300 BpII 360 400 ПСБ-2/1,5x6 1,43 0,57 31,7 300 ВрИ 500 600 ПСБ-3/1,5x6 1,43 0,57 35,7 300 ВрИ 625 770 ПСБ-4/1,5 х 6 1,43 0,57 38,0 300 ВрИ 775 930 ПНС-1/1,5х6 1,43 0,57 37,2 200 AIIIB — 410 ПНС-2/1,5х6 1,43 0,57 41,1 200 АН IB — 550 ПНС-3/1,5х6 1,43 0,57 45,5 200 AIIIB — 710 ПНС-4/1.5Х6 1,43 0,57 52,2 200 AIIIB — 890 ПНКЛ-1/ЗХ6 ПК-01-74 2,35 0,94 80,4 300 AIIIB 270 330 ПНКЛ-2/Зхб 2,35 0,94 98,1 300 AIIIB 340 410 ПНКЛ-З/Зхб 2,35 0,94 103,7 300 AIIIB 420 510 ПНКЛ-4/Зхб 2,35 0,94 120,6 300 AIIIB 500 600 ПНПВ-1/Зхб 2,35 0,94 75,8 300 AIV 270 330 ПНПВ-2/ЗХ6 2,35 0,94 92,7 300 AIV 350 420 ПНПВ-З/Зхб 2,35 0,94 103,8 300 AIV 440 530 ПНТП-1/1,5х 12 ПК-01-75 4,2 1,67 80,2 400 BpII 400 460 ПНТП-2/1,5х 12 4,2 1,67 98,6 400 BpII 510 600 ПНТП-3/1,5х 12 4,2 1,67 125,4 400 BpII 590 740 ПНТП-4/1,5х 12 4,2 1,67 136,3 400 BpII 680 870 ПНТП-5/1,5х 12 4,2 1,67 168,7 400 BpII 750 1000 ПНТП-6/1,5х 12 4,2 1,67 183,4 400 BpII 800 1000 30J
Продолжение табл. 38 Марка плиты Серия Вес плиты. Т Объем бетона, м* Вес стали, кг Марка бетона Напря¬ гаемая арма¬ тура Нагрузка,
 кгс/м* норма¬ тивная расчет¬ ная ПКЖН-1/ЗХ12 5,86 2,34 153,4 400 ВрП 330 370 ПКЖН-2/3x12 5,86 2,34 171,8 400 BpII 380 440 ПКЖН-3/ЭХ12 ПК-01-60 5,86 2,34 186,8 500 ВрИ 420 510 ПКЖН-4/Зх 12 5,86 2,34 209,5 500 ВрИ 460 570 ПКЖН-5/Зх 12 5,86 2,34 223,7 500 BpII 500 640 Примечание. Серия ПК-01-73, 74, 75, 60. Одноэтажные производ¬
 ственные здания. пливаемых зданий. Армопенобетонные кровельные панели раз¬
 мером 1,5 X 6 м состоят из армированной полки, выполненной
 из пенобетона прочностью не менее 50 кгс/см2, и двух продоль¬
 ных железобетонных ребер из бетона марки не ниже 150. Про¬
 дольные ребра армируют сварными каркасами, а плиты — свар¬
 ными сетками, укладываемыми сверху и снизу. Армопенобетон¬
 ные панели отличаются друг от друга только армированием
 ребер и толщиной плиты, а следовательно, несущей способно¬
 стью и термическим сопротивлением. Высота ребер 200 мму а
 толщина армопенобетонной панели— 100—160 мм — принима¬
 ется в зависимости от климатической зоны. § 32. Тонкостенные пространственные покрытия В последние годы в Советском Союзе и за рубежом все шире
 распространяются новые рациональные конструкции покрытий
 Э виде тонкостенных пространственных систем, которые приме¬
 няются в виде цилиндрических сводов-оболочок и оболочек двоя¬
 кой кривизны. Оболочки бывают монолитные, сборные и сборно¬
 монолитные. К цилиндрическим оболочкам относятся длинные и короткие
 оболочки, складки и шатры, к оболочкам двоякой кривизны —
 волнистые своды, пологие и коноидальные оболочки, гладкие,
 ребристые и многогранные купола. В тонкостенных пространственных конструкциях покрытий
 усилия распределяются по всей поверхности и воспринимаются
 всем сечением. Вследствие пространственной работы этих кон¬
 струкций резко уменьшается собственный вес покрытий, что по
 сравнению с другими конструкциями дает значительный эко¬
 номический эффект, особенно при перекрытии больших про¬
 летов. 304
Длинные оболочки состоят из цилиндрических сводов-оболо¬
 чек, торцовых диафрагм и бортовых, или краевых, элементов.
 В отличие от обычных сводов оболочки обладают пространствен¬
 ной жесткостью и работают в двух направлениях, что дает воз¬
 можность свести до минимума их толщину и отказаться от при¬
 менения затяжек (рис. 153). Расстояние 1\ между поперечными опорными диафрагмами
 называется пролетом оболочки, а расстояние /2 между бортовыми а 5 Рис. 153. Цилиндрические оболочки: а — длинные при ljl*> 1; б — короткие при/|//2< 1; в — армирование
 длинной монолитной и сборномонолитной оболочки; г — типы бортовых
 элементов; 1 — колонны; 2 — бортовые элементы; 3 — оболочка моно¬
 литная; 4 — оболочка сборная; 5 — диафрагма; 6 — сборный бортовой
 элемент; 7 бетон; 8 — напряженная арматура в каналах, элементами — длиной волны. В длинных оболочках отноше¬
 ние IJk > 1, т. е. принимается не менее 1 и доходит до 3—4.
 Пролет оболочек обычно не превышает 30 м> а длина волны —
 20 м. Стрела подъема f с учетом краевых элементов принимает¬
 ся не менее 7ю 1\ и не менее 7в /г. Оболочки бывают однопролетные, многопролетные и много¬
 волновые. Длинные оболочки, кроме того, делятся на гладкие и 305
ребристые. Ребра жесткости могут быть расположены под или
 над плитой. Очертание длинных оболочек основано на дуге
 окружности, или кривой эллипса. Рабочая арматура оболочек размещается в бортовых эле¬
 ментах различных типов, где и воспринимает растягивающие
 усилия (см. рис. 153, в). Бортовые элементы имеют вид балки прямоугольного сече¬
 ния, или горизонтальной плиты, расположенной выше или ниже
 края оболочки. Сечения краевых элементов такие же, как и бор¬
 товых. Промежуточные диафрагмы многопролетных оболочек уст¬
 раивают в виде балок, арок или рам. Торцовые диафрагмы бы¬
 вают вертикальные, наклонные или криволинейные. Длинные
 оболочки выполняют также в виде шедовых покрытий. Толщина оболочек обычно не превышает 90 мм. В сжатой
 зоне длинных оболочек укладывают сетки с продольной арма¬
 турой диаметром 5—6 мм. В местах примыкания оболочек к бор¬
 товым и краевым элементам сверху укладывают дополнитель¬
 ные сетки с поперечными стержнями диаметром 6—10 мм, вос¬
 принимающими здесь отрицательные изгибающие моменты. Короткие оболочки имеют отношение пролета к длине волны
 менее 1, т. е. li/h< 1, чем они и отличаются от длинных. Корот¬
 кие оболочки состоят из тонких сводов, защемленных в жестких
 диафрагмах в виде арок или рам. Расстояния между диафраг¬
 мами принимаются от 5 до 12 м. Толщина криволинейных плит
 коротких оболочек 50—100 мм, стрела подъема волны не менее 1/7 ее длины /г. Бортовые элементы имеют прямоугольное сечение
 высотой 7,о—1 /is /ь они так же как и при длинных оболочках,
 устроены в виде балок. Плиты коротких оболочек армируют сетками, а бортовые эле¬
 менты— каркасами. Над диафрагмами и бортовыми элементами По д-Ц Рис. 154. Армирование короткой оболочки 306
(рис. 154) в плитах сверху укладывают дополнительные сварные сетки. Складчатые покрытия представляют собой систему тонких
 плоских плит, расположенных с уклоном друг к другу и моно¬
 литно связанных между собой (рис. 155). Складчатые покрытия
 имеют много общего с длинными оболочками, как и оболочки, Рис. 155. Типы складчатых покрытий. они бывают однопролетные, многопролетные и многоволновые:
 Волна складок принимается не более 12 му а высота — не менее
 0,1 длины пролета. Толщина граней не превышает 100 мм, шири¬
 на— 3,5 м; ширина верхней грани принимается 0,25—0,4 /г. Гра¬
 ни складок армированы, как многопролетные неразрезные пли¬
 ты. В складке каждое ребро двух смежных плит образует подо¬
 бие балки, на которую переда¬
 ются нагрузки от граней. Диа¬
 фрагмы складок, бортовые и
 краевые элементы выполняют¬
 ся так же, как и в длинных
 оболочках. Шатровые покрытия, явля¬
 ются разновидностью складча¬
 тых конструкций (рис. 156). Они состоят из монолитно свя¬
 занных между собой тонких
 трапецеидальных или треуголь¬
 ных плит, опирающихся по уг¬
 лам нижнего контура на колон¬
 ны, шаг которых обычно не
 превышает 12 м. Высота подъ- МН ПоТ-1 4gti ема шатров принимается Vs— Рис. 156. Шатровое покрытие. Vi2 L Как и в складках, ши¬
 рина наклонных граней шатров может доходить до 3,5 м, при
 этом их толщина не превышает 100 мм; уклон принимается не
 более 30°. В расчетах шатровых покрытий каждая панель рассматрива¬
 ется отдельно, как свободно опирающаяся на капители колонн 307
и работающая в двух направлениях. Грани шатра рассчитыва¬
 ют и конструируют как неразрезные многопролетные плиты, име^
 ющие опоры в местах перегибов. Оболочки двоякой кривизны характеризуются почти безмо-
 ментным напряженным состоянием и высокой пространственной
 жесткостью. Рассмотрим наиболее характерные из них. Железобетонные купола являются одной из наиболее выгод¬
 ных пространственных конструктивных форм, позволяющих пе¬
 рекрывать пролеты до 100 м. Купола бывают гладкие, ребристые
 и многогранные (рис. 157). Поверхность гладкого купола образуется вращением дуги
 круга эллипса, параболы или составной кривой и представляет
 собой сплошную железобетонную плиту двоякой кривизны (см.
 рис. 157, а). Рабочие стержни арматурного каркаса плиты купо¬
 ла располагают по меридианам и по концентрическим горизон¬
 тальным окружностям. С удалением от вершины число стержней,
 идущих по меридианам, постепенно увеличивается. При толщине Рис. 157. Купола: а — гладкий; б — ребристый; в — элемент сборного купола; г —
 армирование; / — основная сетка; 2 — дополнительная; 3 — ра¬
 бочая арматура опорного кольца. оболочки купола более 80 мм укладывают двойную сет¬
 ку арматуры, необходимую для предотвращения усадочных и
 температурных трещин. Внизу купол оканчивается опорным
 кольцом, арматура которого воспринимает горизонтальный рас-
 пор (см. рис. 157,г). 308
Примером оболочки двоякой кривизны является гладкий сфе¬
 рический железобетонный купол над зрительным залом Новоси¬
 бирского театра, построенного в 1934 г. Этот купол имеет диаметр
 55,5 м, а толщина его оболочки — 80 мм. Ребристые купола состоят из системы кольцевых ребер, распо¬
 ложенных по меридианам и монолитно связанных между собой
 и с тонкой железобетонной плитой (см. рис. 157, б). Ребра купо¬
 ла могут выступать во внутреннюю или наружную сторону по¬
 крытия. И в том, и в другом случае в основании купола они сое¬
 динены между собой опорным кольцом, воспринимающим рас-
 пор. По сравнению с гладкими ребристые купола менее выгодны. Сборные купола собирают из отдельных элементов, соединяя
 их сваркой стальных закладных деталей с последующим замоно-
 личиванием. Элементы куполов бывают разных видов, например,
 с боковыми ребрами, одним средним ребром и др. (см.
 рис. 157, в). Многогранные купола, образуемые взаимным пересечением
 двух, трех или четырех сводов-оболочек, в плане имеют прямо¬
 угольное, шестиугольное или восьмиугольное очертание; нагрузка
 от оболочек передается на ребра, образовавшиеся в месте пере¬
 сечения смежных сводов. У пологих оболочек отношение стрелы подъема / к меньшей
 стороне покрытия составляет не более l/s—Ve. Оболочки двоякой
 кривизны так же, как и цилиндрические, бывают одноволновые Рис. 158. Сборная железобетонная оболочка двоякой
 кривизны: 1 — контурные арки; 2 — сборные скорлупы оболочки, и многоволновые, короткие и длинные. Отличием этих оболочек
 является то, что нагрузка от них передается по двум направлени¬
 ям, вследствие чего при одном и том же пролете пологие оболочки
 по сравнению с цилиндрическими имеют меньшую толщину. ао!)
На рис. 158 изображена предварительно напряженная желе¬
 зобетонная оболочка двоякой кривизны размером в плане 40 X
 X 40 м. Толщина плоских плит-оболочек 25—40 мм, высота их
 ребер — 120—200 мм. Для пролетов свыше 24 м одним из рациональных типов кон¬
 струкций покрытий являются тонкостенные волнистые своды, ко¬
 торые также могут быть монолитными, сборными и сборномоно¬
 литными. Для сводчатых тонкостенных конструкций применяются раз¬
 личные виды волн двоякой кривизны, например вогнутые волны
 размером 15 X 1,5 м и глубиной 0,5 м (рис. 159). Каждая волна ао i-j Рис. 159. Элементы вогнутых волнистых сборных сводов* длиной 15 м имеет толщину всего лишь 20 мм и армирована дву¬
 мя сетками из холоднотянутой проволоки диаметром 0,7 мм с
 ячейками 10 мм, между которыми укладывают более толстые
 стержни. Такое конструктивное решение дает значительную эко¬
 номию материалов. 310
§ 33. Методика подбора сборных конструкций Требуется подобрать сборные конструкции для одноэтажнога
 промышленного здания, строящегося в г. Киеве. Здание высо¬
 той 10 м состоит из четырех пролетов по 15 м каждый, оборудо¬
 ванных мостовыми кранами грузоподъемностью по 10 т. Шаг ко¬
 лонн 6 м. Стены кирпичные толщиной 38 см. Вычисляем нагрузки, необходимые для подбора сборных же¬
 лезобетонных конструкций, пользуясь каталогами и таблицами,
 разработанными для одноэтажных промышленных зданий. ). Нормативные нагрузки, воспринимаемые крупноразмерны¬
 ми панелями покрытия составляют: вес снега на кровле (определяем по формуле (5) рн = р0с = 70 . 1 = 70 кгс/м2; вес рубероидного водоизоляционного ковра (см. Справочник
 проектировщика, т. V) g* = 10 кгс/м2', вес выравнивающего слоя из цементного раствора толщиной
 hz = 2 см и с 7о2 = 1800 кгс/м2 — 1*1* h% • *fo1 —1*1* 0,02 • 1800 = 36 кгс/м2\ вес утеплителя из минераловатной пробки толщиной ha — 10 см
 и с Тоз = 240 кгс/м3 gf = 1 • 1 * Л3 • то, = 1 • 1 • 0,1 • 240 = 24 кгс/м2\ вес пароизоляционного слоя gj = 5 кгс/м2\ вес крупноразмерных плит покрытия размером З Х 6 л (см.
 табл. 38) GH 2350 1Qn . а
 = 3“6 = ~6 = 130 кгс1м - 2. Расчетную нагрузку, воспринимаемую плитами покрытия,
 вычисляем с учетом коэффициентов перегрузки п (см. табл. 1) q = р»пс + g\nx + + g»n4 + glnb = = 70 • 1,4 + 10 . 1,1 + 36 • 1,1 + 24 • 1,2 + 5 . 1,1 + 130 -1,1 = 328 кгс/м2. 311
3. Подбираем наиболее индустриальные и экономичные пред- пнпв-1 варительно напряженные плиты покрытии марки 6 (qm. табл. 38), соответствующие расчетной нагрузке 330 кгс/м2 >
 >; q = 328 кгс/м2. В качестве основных несущих конструкций покрытия с рулон¬
 ной кровлей для пролетов 15 м принимаем балки серии
 ПК-01-06, армированные высокопрочной проволокой периоди¬
 ческого профиля Вр-11. Проектируемое здание не имеет подвес¬
 ного транспорта, следовательно, для данного варианта пригодны
 балки покрытия марки Б1-15-1 (см. табл. 35), которые могут
 воспринимать расчетную нагрузку (без учета собственного веса)
 величиной 350 кгс/м2 > q — 328 кгс/м2. Подбираем фонари шириной 6 м, предусмотренные для про¬
 летов 12—15—18 м (см. рис. 180). Для первого географического района ветровой нагрузки, к
 которому относится г. Киев, соответствуют сборные железобетон¬
 ные колонны прямоугольного сечения серии КЭ-01-09, вып. II.
 Для зданий с пролетами 15 м и мостовыми кранами грузо¬
 подъемностью 10 т принимаем (см. табл. 33) крайние колонны
 марки KIIH-5 и средние—KIIH-6, имеющие длину 11,6 м, что
 соответствует требуемой высоте здания. Вычисляем расчетную
 нагрузку от покрытия, которая должна быть воспринята колон¬
 нами, и сравниваем ее с несущей способностью колонн. <7макс = 670 кгс/м2 > q = 328 -f- = 389 кгс/м2 > > Щмин = 195 кгс/м2, (здесь 5500 кгс — вес балки, а 6 X 15 м — грузовая площадь
 колонны среднего ряда). Таким образом, расчетная нагрузка на
 колонны находится в допускаемых пределах. Для колонн, сечением 400 X 600 мм, могут быть приняты мо¬
 нолитные или сборные фундаменты стаканного типа марок Ф-6,
 Ф-10 и др. (см. табл. 25). Размеры фундаментов определяют в
 зависимости от несущей способности грунта основания и вели¬
 чины нагрузок, передаваемых колоннами. Расчет фундаментов
 см. в § 18. Под кирпичные стены толщиной 38 см, имеющие высоту более
 9, но менее 15 м (см. табл. 32), в местах расположения окон вы¬
 бираем фундаментные балки марки БФ-14, а для участков стен,
 где нет окон — марки БФ-13, серии КЭ-01-15. Обвязочные балки принимаем марки БО-2, серии КЭ-01-14.. При мостовых кранах грузоподъемностью Юти пролетах
 здания 15 м выбираем (см. табл. 34) предварительно напряжен¬
 ные подкрановые балки длиной 6 м серии КЭ-01-04, вып. 1. Сред¬
 ние пролеты крановых путей пе